Proposition d'un système d'alimentation en eau potable d'une agglomération péri-urbaine

UNIVERSITE DE KINSHASA

FACULTE POLYTECHNIQUE

DEPARTEMENT DE GENIE-CIVIL

ANNEE ACADEMIQUE : 2015-2016

PROPOSITION D'UN SYSTEME D'ALIMENTATION EN EAU POTABLE D'UNE AGGLOMERATION PERI-URBAINE

Cas de COGELOS & NZENGI

Par

EDIDI HERVE

Gradué en Sciences Appliquées

Mémoire présenté en vue de l'obtention du grade d'Ingénieur Civil des Constructions

Orientation : Hydraulique et Constructions Hydrauliques

Directeur : Prof. TITO LIMBAYA

i

TABLE DES MATIERES

TABLE DES MATIERES I

REMERCIEMENTS III

LISTE DES TABLEAUX IV

LISTE DES FIGURES V

LISTE DES SIGLES ET ABBREVIATIONS VI

LISTE DES ANNEXES VII

CHAP I. INTRODUCTION GENERALE 1

I.1. INTRODUCTION 1

I.1.1 Mise en contexte 1

I.1.3 Objectif de l'étude 3

I.1.3.1 Objectif global du travail 3

I.1.3.2. Objectifs spécifiques 3

I.1.4. Structures du travail 3

CHAP II. GENERALITES SUR LE RESEAU D'ADDUCTION D'EAU POTABLE 4

II.1. ELEMENTS ESSENTIELS D'UN RDEP 4

II.1.1. Ressource en eau disponible 4

II.1.2. Réseau de distribution 4

II.1.2.1. Types d'adduction 4

II.1.2.2. Types de réseaux 5

II.1.2.3. Types des conduites d'un RDEP 6

II.1.2.4. Matériaux des conduites d'un RDEP 6

II.1.3. Réservoirs de stockage d'eau 8

II.1.3.1. Rôle des réservoirs d'eau 8

II.1.3.2. Types de réservoirs d'eau 8

II.2. LA DEMANDE EN EAU 8

II.2.1. Définition du concept 8

II.2.2. Déterminants de la demande 8

II.2.3. Evaluation des besoins unitaires par catégories de consommation 9

II.2.3.1. Consommation domestique 9

II.2.3.2. Consommation sociale ou collective 9

II.2.3.3. Consommation des activités économiques 10

II.2.4. Prévision de la consommation en eau 10

II.2.4.1. Introduction 10

II.2.4.2. Evaluation des nombres des consommateurs 10

II.2.4.3. Les variations cycliques de la demande et coefficient de modulation 11

II.2.5. Les pertes d'eau 12

II.2.6. Le débit du calcul des ouvrages du réseau d'AEP 12

II.3. NORMES DE CONCEPTION ET CRITERES 13

II.3.1. Pressions de service minimales et maximales 13

II.3.2. Vitesse d'écoulement dans les conduites 13

II.3.3. Tracé 13

II.3.3.1. Tracé en plan 13

II.3.3.2. Profil en long 13

II.4. RAPPELS DES NOTIONS D'HYDRAULIQUES DES RESEAUX 14

II.4.1. Formule des pertes de charge linéaires 14

II.4.2. Formule des pertes de charge singulières 15

II.4.3. Eléments pour le choix des pompes 15

II.5. QUELQUES NOTIONS D'HYDRAULIQUES SOUTERRAINES 16

II.5.1 Les systèmes aquifères 16

II.5.2 Loi de Darcy-Equation de diffusivité-Formule de Dupuit 16

II.5.3. Recherche en eau souterraine 18

II.5.4. Méthodes de forage 18

ii

CHAP III. PRESENTATION DE LA ZONE D'ETUDE 19

III.1. PRESENTATION DE LA ZONE 19

III.1.1. Situation géographique et historique 19

III.1.2. Aspects biophysiques 21

III.1.2.1. Relief 21

III.1.2.2 Climat 21

III.1.3. Ressources en eau 21

III.1.3.1. Géomorphologie et Structure Géologique 21

III.1.3.2. Contexte Hydrogéologique 23

III.1.4. Démographie 23

III.2. SITUATION ACTUELLE D'APPROVISIONNEMENT EN EAU 24

III.3. BREF APERÇU DU REDP DE KINSHASA 25

CHAP IV. PROPOSITION ET DIMENSIONNEMENT DU SYSTEME AEP 27

IV.1. DESCRIPTION DU RESEAU 27

IV.1.1. Ossature du réseau 27

IV.1.2. Tracé du réseau-Google Earth 27

IV.2. EVALUATION DES BESOINS EN EAU 30

IV.2.1. Enquêtes préliminaires 30

IV.2.2. Evaluation de la consommation 30

IV.2.3. Variation de la consommation 31

IV.2.4. Répartition de la consommation 32

IV.2.5. Calcul des débits de dimensionnement 35

IV.3. SOURCE D'APPROVISIONNEMENT 37

IV.3.1. Hypothèse d'alimentation par le réseau alimenté par la Gombele 37

IV.3.2. Hypothèses d'alimentation par les eaux souterraines 39

IV.3.3. Hypothèses d'alimentation par le réseau de la Lukaya 40

IV.4. ETUDES TECHNIQUES 43

IV.4.1. Dimensionnement du réservoir 43

IV.4.2. Pré dimensionnement de conduites de distribution 48

IV.4.3. Dimensionnement des forages 50

IV.4.4. Pré-dimensionnement des conduites de refoulement 53

IV.4.5. Choix des groupes motopompes immergées 55

IV.4.6. SOURCE D'ENERGIE SECONDAIRE 57

IV.5. SIMULATION NUMERIQUE ET DISCUSSION DES RESULTATS 62

IV.5.1. Présentation du logiciel EPANET 62

IV.5.2. Méthode de calcul EPANET 62

IV.5.3. Paramètres d'entrée de la simulation du réseau 64

IV.5.4. Simulation du réseau de refoulement 66

IV.5.5. Simulation du réseau de distribution à Horizon 2047 69

IV.5.6. Simulation du réseau de distribution à Horizon 2027 72

IV.5.7. Analyse des résultats 72

CHAP IV. ANALYSE BUDGETAIRE ET RECOMMANDATIONS 74

IV.1. COUT DE REALISATION DU PROJET 74

IV.2. DETERMINATION DE LA RENTABILITE DU PROJET 75

IV.3. RECOMMANDATIONS 77

CONCLUSION 78

BIBLIOGRAPHIE 79

ANNEXES 81

III

REMERCIEMENTS

Nous rendons grâce à Dieu, maitre de temps et de circonstance, pour nous avoir fait arrivé au bout de cette périple académique après plusieurs années de dur labeur et des sacrifices.

Hélas, comme les années passent vite, l'on oublie, soudain, toutes ces périodes rythmés des pressions et de stress académique à la Polytechnique. Voilà la fin s'approche, nait un vif souhait de mettre fin à ceci, de vite terminer, comme si l'on avait peur que tout cela ne recommence.

Nous remercions sincèrement le professeur TITO LIMBAYA pour avoir accepté le sujet et assuré la direction de ce travail malgré ses multiples occupations.

Nous remercions également l'ainée Myra VUMBI, Ingénieur à la REGIDESO, pour ses différentes remarques constructives ainsi que la documentation qu'elle a pu mettre à notre porté.

Toute ma gratitude va à l'endroit de mes parents, Papa EDIDI Samuel et Maman TEBAYA Liliane, pour tous les efforts consentis pour notre éducation, ainsi que à toute ma famille biologique car c'est grâce à cette dernière que nous avons appris le dévouement dans les études. Qu'ils trouvent ici l'expression de ma reconnaissance.

Nous tenons aussi à remercier le corps professoral et scientifique de la faculté polytechnique pour leur rigueur dans la formation des futurs ingénieurs et leurs enseignements de qualité qu'ils nous ont dispensé et qu'ils nous ont fait ce que nous devenons aujourd'hui.

Nous sommes également reconnaissant à l'égard de nos enseignants et maitres du Collège Saint-Esprit et l'E.P Liziba de la paroisse Sainte Bernadette pour nous avoir montré le chemin ouvrant ainsi la voie aux fameuses études que nous sommes ravi de l'achever aujourd'hui.

Par cette même occasion, nous tenons à témoigner notre gratitude à nos compagnons de lutte : chers Kalhis KALALA et Peter LOMBOLI ainsi qu'aux collègues de la promotion ICC/HCH de 2014 à 2016 ; A nos amis et collègues de toujours dont les souvenirs sont et seront toujours nostalgique : Patrick KIBAMBE, Joël MUDIAMPIMPA, Pamphile ESEBI, Jojo DIMUMBI, Martin MUSHILA, Elie ISSSOMOR, Rodrigue MAZEBO, Dieu merci NTOKUSI, Garcia NDJATE et Roland KIAMBA ; à notre ainé l'Ingénieur Timothée TSHIBOMBO et au centre culturel Loango pour le cadre confortable de la lecture.

Sans pour autant oublier nos amis, confrères et membres de « LES ERUDITS », dont Christian MUBAMBA, Christian NDAGAJEKAHA, Armand & Hugues EDIDI et Rodrick NTUMBA.

Enfin, nous remercions toutes les personnes, de loin ou de près, qui ont bien voulu apporter leur contribution à la réalisation de ce travail. Le Seigneur lui-même va leur en vouloir.

iv

LISTE DES TABLEAUX

Tableau n°2.1 : Consommation collective en Afrique .10

Tableau n°2.2 : Relation Coefficient de pointe journalière et taille de la localité 12

Tableau n°3.1 : Production des usines de la REGIDESO 26

Tableau n° 4.1 : Tableau des coordonnés géodésiques 29

Tableau n°4.2 : Evaluation de la demande journalière .....31

Tableau n°4.3 : Coefficients multiplicateurs 32

Tableau n° 4.4 : Tableau caractéristiques et consommations aux mailles 33

Tableau n°4.5 : calculs des débits de design 36

Tableau n°4.6 : Taux de desserte station de Gombele .38

Tableau n°4.7 : Flux d'eau et Coefficient de recharge de l'aquifère de Mont-amba 39

Tableau n°4.8 : Estimation des réserves de l'aquifère 39

Tableau n°4.9 : Volume possible de stockage du réservoir .........43

Tableau n°4.10 : Pré dimensionnement du réservoir 44

Tableau n°4.11 : Dimensions caractéristique du réservoir 44

Tableau n°4.12 : Pré-dimensionnement des conduites de distribution ....49

Tableau n°4.13 : Localisation des lieux de forage 51

Tableau n°4.14. : paramètres des futurs forages ....53

Tableau n°4.15 : pré-dimensionnement canalisation de refoulement 54

Tableau n°4.16 : Point de Tracé de la canalisation ....54

Tableau n°4.17 : Dimensions conduite secondaire de connexion 55

Tableau n°4.18 : Calcul des pertes des charges linéaires de la conduite de refoulement ...56

Tableau n°4.19 : Tableau récapitulatifs caractéristiques moteurs et groupes électrogènes.......58

Tableau n°4.20 : résumé caractéristiques générateurs PV 61

Tableau n°4.21 : État des Noeuds du Réseau de refoulement 67

Tableau n°5.1 : Estimation du coût du projet AEP de COGELOS & NZENGI 74

Tableau5 n°5.2 : Etude de la rentabilité du projet AEP de COGELOS & NZENGI ..76

V

LISTE DES FIGURES

Fig. 2.1 : Illustration du réseau ramifié ...5

Fig. 2.2 : Illustration du réseau maillé 5

Fig. 2.3 : Rabattement de la nappe 17

Fig. 3.1 : Profil géologique-axe Nord-Sud Kinshasa ...22

Fig. 3.2 : Coupe lithologique à NZENGI .....22

Fig. 4.1 : Réseau de distribution proposé : Google Earth ....28

Fig. 4.2 : Réseau de distribution proposé : Ossature 28

Fig. 4.3 : Courbe de modulation de demande .32

Fig. 4.4 : Mailles fictives et zones d'influences .35

Fig. 4.5 : Croquis de la reconfiguration du système AEP de Kinshasa-Ouest 41

Fig. 4.6 : Entraxe des nervures verticales 45

Fig. 4.7 : Entraxe des nervures horizontales 45

Fig. 4.8 : Répartition de la pression hydrostatique sur la paroi 45

Fig. 4.9 : Coupe prévisionnelle des futurs forages (illustratifs) 53

Fig. 4.10: Courbe évolution HMT de F1 en fonction de Q ...56

Fig. 4.11 : Courbe caractéristique de la pompe SP30-18MS6 ..57

Fig. 4.12 : Présentation de l'interface EPANET ..62

Fig. 4.13 : Résultat de la simulation de la conduite de refoulement 68

Fig. 4.14 : Simulation du réseau de distribution (Horizon 2047) 70

Fig. 4.15 : Simulation (2) du réseau de distribution (Horizon 2047) 71

Fig. 4.16 : Simulation du réseau de distribution (Horizon 2027) 73

vi

LISTE DES SIGLES ET ABBREVIATIONS

AC Acier

AEP Alimentation en eau potable

BA Béton armé

BF Borne fontaine

DN Diamètre nominale

E.H Equipement hydraulique

GMP Groupe motopompe

GPS Géolocalisation positionning system

H?? Hauteur statique

INS Institut national de statistique

???? Coefficient de perte

Kpa Kilopascals

Lat. Latitude

Long. Longitude

LPS Litre par seconde

mCE Mètre colonne d'eau

PBV Pressure ball valve

PE Polyéthylène

PEHD Polyéthylène à haute densité

PN Pression nominale

PNUE Programme des nations unies pour l'environnement

PRV Polyester renforcé en verre

PVC Polychlorure de vinyle

RDEP Réseau d'adduction d'eau potable

SNHR Service nationale d'hydraulique rurale

VII

LISTE DES ANNEXES

ANNEXE I : METHODE DE CALCUL-DIMENSIONNEMENT RESERVOIR ANNEXE II : DIFFERENTS TABLEAUX (& GRAPHIQUE)

· Annexe II.1 : Caractéristiques et demande aux niveau des noeuds

· Annexe II.2 : L'état des conduites de refoulement

· Annexe II.3 : L'état des noeuds & conduites-simulation (1) 2047

· Annexe II.4 : Dimensions corrigés de conduites de distribution

· Annexe II.5 : L'état des noeuds & conduites-simulation (2) 2047

· Annexe II.6 : simulation (1) 2047 : Courbe de distribution des pressions

· Annexe II.6-c : simulation (2) 2047 : Courbe de distribution des pressions

· Annexe II.7: simulation 2027 : L'état des noeuds

ANNEXE III : ANALYSE BUDGETAIRE

ANNEXE IV : AUTRES

· Annexe IV.1 : Schéma hydraulique & Stations de Kinshasa

· Annexe IV.2 : Extrait du plan réseau secondaire de Kinshasa

· Annexe IV.3 : Extrait rapport Labo de Génie civil sur l'essai de sol

· Annexe IV.4 : Caractéristiques de quelques forages de Kinshasa

· Annexe IV.5 : caractéristique pompe Groundfus

· Annexe IV.6 : Profil en long de la conduite de refoulement

· Annexe IV.7 : Plan de conduite de refoulement & piquage

EDIDI HERVE mémoire de fin d'études UNIKIN 2015-2016

1

CHAPITRE I. INTRODUCTION GENERALE

I.1. INTRODUCTION I.1.1 Mise en contexte

De tout temps, se procurer une eau saine, en quantité suffisante sans avoir à parcourir une longue distance, a toujours été une priorité absolue pour l'homme, en raison de l'utilité de cette ressource dans la plupart des secteurs d'activités humaines.

Comment pourrons-nous, par exemple, nous passer d'une journée sans boire ? En réalité, l'homme est un esclave biologique de l'eau et qui s'aperçoit de cette réalité qu'en l'absence d'eau : le corps humain contient 70% d'eau mais s'il en perd 2% c'est la soif et s'il en perd 8% c'est la déshydratation. (Donc l'eau est essentielle au bon fonctionnement métabolique et à l'équilibre biochimique de tous les tissus vivants.)

Selon la banque mondiale, d'ici 2025, la population africaine dépassera le cap de 1 milliard d'habitants dont 300 millions d'entre-deux risquent de vivre dans un environnement où l'eau sera rare. (Banque Mondiale 2014).

Notre pays, la République Démocratique du Congo (RDC), est le pays d'Afrique possédant les plus importantes ressources hydrologiques, mais elle fait face aujourd'hui à une crise aiguë de l'approvisionnement en eau potable. C'est le cauchemar du paradoxe congolais du fait qu'il y ait toujours un écart considérable, et dans tous les secteurs de l'Etat, entre le potentiel du pays et le vécu quotidien de la population. Selon l'agence française de développement, la population de la RDC est estimée à au moins 70 millions des personnes dont 40 millions n'ont pas accès à l'eau.

L'alimentation en eau potable de la ville de Kinshasa et de certaines agglomérations périurbaines est entravée par l'extension rapide et anarchique de l'urbanisation, en dehors de toute politique rationnelle, en raison notamment des décennies d'exode rural, de croissance démographique rapide et des migrations non contrôlées. En effet, à l'indépendance en 1960, la population de Kinshasa était de 400.000 habitants sur une superficie de 5 500 ha. Après l'accession à la souveraineté nationale, Kinshasa a connu une forte poussée démographique (12 000 000 d'habitants aujourd'hui) due à l'exode rural et surtout aux conflits armés à travers le pays. Cette situation a sensiblement modifié la configuration spatiale de la ville. Dans les zones d'extension, l'occupation du sol s'est faite sans la mise en place préalable des infrastructures de base notamment la voirie structurante, l'eau potable, l'électricité et les structures d'assainissement. Aujourd'hui, ces milieux posent de nombreux problèmes de développement dans ces secteurs au Gouvernement Provincial qui exigent d'importants investissements financiers.

Pour les habitants de la ville de Kinshasa, l'accessibilité à l'eau potable est une préoccupation majeure dans cette mégapole qui n'arrête pas de recevoir de nouveaux habitants ; donc de nouveaux consommateurs d'eau potable. Pour pallier cette situation, la Régie de distribution d'eau (REGIDESO) doit produire encore plus d'eau supplémentaires pour répondre au besoin de la population kinoise. C'est la première équation que doit résoudre cette régie afin d'améliorer sa desserte dans la capitale congolaise outre les difficultés liées notamment à l'irrégularité de desserte en énergie électrique.

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Dans un contexte politico-administratif fragile du pays et à l'absence d'une politique prévisionnelle sur l'urbanisation de la capitale, on a vu se développer un peu partout dans Kinshasa des larges zones péri-urbaines fortement peuplées mais qui ne sont pas desservies en eau. Citons par exemple : Mikonga, Kinkole, Kimbwala, Ngomba Kikusa, Telecom, Sanga Mamba, Camp Luka, Mbudi, Lutendele, Kinsuka etc...

Les populations de ces zones ne disposent d'aucun réseau de distribution d'eau parce qu'elles sont hors-portée du schéma d'aménagement primitif ; et s'approvisionnent en eau brute à partir de sources qui coulent dans les dépressions ou bien elles parcourent des centaines des mètres à la recherche de point d'accès à l'eau potable. L'approvisionnement en eau est devenu donc une corvée permanente assurée par les femmes et les enfants.

COGELOS et NZENGI font partie de ces agglomérations en pleine extension sur la colline du Mont-Amba qui souffre de pénurie en eau potable. Il s'avère, ipso facto, indispensable de concevoir et dimensionner un réseau d'adduction d'eau potable fonctionnel et efficace.

I.1.2. Problématique

En général, la croissance urbaine dans la ville de Kinshasa et en particulier dans la colline du Mont-Amba a vu se développer des larges zones péri-urbaines parmi lesquelles COGELOS et NZENGI ; relativement peuplées mais dont les services publics de base sont fragiles, défaillants voire inexistants.

Cette agglomération péri-urbaine est caractérisée par :

· Parcelles officiellement distribuées à la population mais non viabilisées,

· Absence de la plupart des services collectifs : transport, écoles, centres de santé, etc.

· Hors portée du service conventionnel d'eau potable,

· Réseau d'adduction d'eau potable inexistant,

· Points d'accès d'eau éloignés des habitations.

En outre, ces localités connaissent des graves difficultés d'approvisionnement d'eau potable, dont nous citons :

> Approvisionnement en eau brute à partir d'une source avec tous les risques sur l'hygiène corporelle ainsi que les maladies hydriques ;

> Approvisionnement en eau auprès d'intermédiaires proposant un coût très élevé de l'eau (25L = 100Fc sans compter le transport) au péril des économies des ménages ;

> Approvisionnement en eau auprès d'un point d'eau aménagés dont la fréquentation est saturée.

Compte tenu de tout ce qui vient d'être rapporté ci-dessus, le présent travail consiste à l'élaboration d'un projet de conception d'un réseau d'alimentation en eau potable afin de desservir les localités COGELOS et NZENGI, de manière à répondre efficacement à la demande d'eau potable de ses résidents.

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I.1.3 Objectif de l'étude

I.1.3.1 Objectif global du travail

L'objectif global de ce travail est de contribuer à l'amélioration des conditions de vie et de santé de la population de COGELOS et NZENGI à travers un accès étendu, durable et équitable à l'eau potable

I.1.3.2. Objectifs spécifiques

Les objectifs spécifiques poursuivis par ce travail sont les suivants : ? Délimiter COGELOS et NZENGI et d'établir son plan de masse ;

? Déterminer la demande globale journalière de la population bénéficiaire actuelle comme future ;

? Proposer une source d'approvisionnement d'eau de bonne qualité capable d'alimenter le réseau en quantité suffisante en tenant compte des contraintes techniques et hydrauliques ;

? Concevoir un tracé d'un RDEP capable de fournir de l'eau avec une pression de service suffisante ;

? Estimer le coût de réalisation du projet.

I.1.4. Structures du travail

Le présent travail est subdivisé en 5 chapitres. Le premier chapitre est une brève introduction du travail ; le deuxième se rapporte à la revue de la littérature ; le troisième est une présentation de la zone d'étude et un bref aperçu sur le RDEP de Kinshasa ; le quatrième est le projet de conception proprement dite ; le cinquième chapitre présente le cout de réalisation d'un tel projet.

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CHAPITRE II. GENERALITES SUR LE RESEAU D'ADDUCTION
D'EAU POTABLE

II.1. ELEMENTS ESSENTIELS D'UN RDEP

Cette section rappelle quelques notions fondamentales en hydraulique des réseaux d'eau utilisées dans ce travail.

II.1.1. Ressource en eau disponible

On distingue :

Les eaux souterraines :

> Nappe libre.

> Nappe captive.

Les eaux de surface :

> Fleuves et/ou rivières. > Barrages ou lacs.

Autres ressources :

> Dessalement de l'eau de mer.

> Eaux saumâtres. > Eaux de pluie.

II.1.2. Réseau de distribution

Le RDEP est un ensemble des conduites interconnectées fonctionnant sous pression et qui assure, à partir d'un réservoir, l'alimentation d'une agglomération en eau potable. A cela, il faut ajouter les accessoires du réseau qui permettent une bonne exploitation et un bon entretien de ce dernier.

II.1.2.1. Types d'adduction

On emploie deux types d'adduction :

1. Adduction gravitaire : l'écoulement peut être à surface libre ou en charge. Ce système d'adduction est conçu lorsque la source ou le point d'eau est située à une cote supérieur par rapport au réservoir ou bien à l'agglomération à desservir

2. Adduction par refoulement : l'écoulement est assuré par les conduites en charge par pompage. Une conception optimale est important pour une configuration plus rentable.

· Adduction avec poste de surpression couplés à des réservoirs : pour assurer un service satisfaisant, on recourt souvent à des postes des surpressions et à des réservoirs repartis dans l'ensemble du réseau.

· Adduction avec postes de surpression seulement : l'approvisionnement en eau de consommation est entièrement dû à des postes de surpression.

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II.1.2.2. Types de réseaux

L'imbrication entre les réseaux d'alimentation d'eau potable et la trame urbanistique de la ville, comme le plan de voirie, le plan des rues, la répartition des bâtiments et leur taux d'occupation est très étroite. L'ossature du réseau de distribution d'eau potable est dictée par l'ossature du réseau routier.

On distingue principalement deux sortes de réseaux de distribution :

Réseau ramifié ou étoilé

Un réseau ramifié est un réseau tel que tout son point ne peut être alimenté que d'une seule façon. En d'autres termes, un réseau ramifié est un réseau tel que tout noeud n'est noeud aval que d'un seul tronçon. Ainsi, la caractéristique d'un réseau ramifié est que l'eau circule dans toute la canalisation dans un seul sens.

Fig.2.1 : Illustration du réseau ramifié

Réseau maillé

Le réseau maillé est l'assemblage de deux ou plusieurs réseau ramifiés par des conduites qui permettent des échanges entre les réseaux et qui constituent des mailles. Ainsi chaque point du réseau peut être alimenté en eau de deux ou plusieurs côtés. Les petites rues sont toujours alimentées par des ramifications

Fig. 2.2 : Illustration du réseau maillé

Réseau mixte

C'est un réseau hybride comportant à la fois les deux types cités plus haut. Il offre globalement les mêmes avantages hydrauliques que le réseau maillé. Cependant grâce à la réduction des pièces spéciales, on aboutit généralement à des coûts de construction moins élevés que précédemment. Nous avons conçu notre réseau de distribution en réalisant un réseau

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mixte du fait du besoin de quelques ramifications pour atteindre des zones de topographie difficile et des points isolés.

II.1.2.3. Types des conduites d'un RDEP II.1.2.3.1. Conduites principales

Les conduites principales sont celles qui ont les plus grands diamètres (350 mm ou plus). Elles relient la station de purification ou bien le poste ou les postes de pompage aux divers quartiers de la ville. Ainsi, elles alimentent donc les conduites plus petites. Elles sont placées 0,5 m plus en profondeur que les conduites secondaires. En générale, les pressions y sont élevées.

II.1.2.3.2. Conduites secondaires

Les conduites secondaires ont 250 ou 300 mm de diamètre. Leur rôle est d'assurer la répartition des débits à l'intérieur d'une zone de distribution ; raccordées aux conduites principales, avec lesquelles elles forment des réseaux maillés.

II.1.2.3.3. Conduites locales

Les conduites locales sont les plus petites des conduites d'un réseau, leur diamètre ne peut cependant être inférieur à 150 mm. Sur ces conduites, sont installés la plupart des points de livraison : branchements privés, bornes fontaines.

II.1.2.4. Matériaux des conduites d'un RDEP II.1.2.4.1. Conduites rigides et semi rigides

1. Conduite en fonte

La fonte est un acier doux composée de fer contenant 2,2 à 4% de carbone. Il existe deux types de fonte : la fonte grise et la fonte ductile.

2. Conduite en acier

Généralement utilisées dans les stations de pompage, les conduites en acier reviennent à nouveau dans les adductions parce qu'elles reçoivent de meilleures protections contre l'agressivité de l'eau et des sols.

3. Conduite en béton armé et béton précontraint

4. Conduite en amiante ciment

NB : L'inconvénient majeur est que les conduites en B.A et en B.P et en amiante ciment sont attaquables par l'agressivité de l'eau. Elles sont de plus en plus abandonnées pour des raisons de santé publique particulièrement à cause des effets cancérigènes des poussières au cours de leur fabrication

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5. Conduite en polyester renforcés de fibres de verre (PRV) II.1.2.4.2. Conduites flexibles

1. Conduite en polychlorure de vinyle (PVC)

Elles sont constituées de plastiques rigidifiées par extrusion à haute température. Elles sont très sensibles aux chocs qui les rompent, aux charges trop lourdes qui les ovalisent ou les écrasent et à l'insolation qui leur fait perdre la résistance aux pressions.

2. Conduite en polyéthylène (PE)

Le polyéthylène est un polymère thermoplastique, non cassant, plus ou moins souple, résistant aux chocs, et fortement inerte chimiquement. Pour les conduites d'eau potable, on ne doit faire appel qu'à du polyéthylène pur (non recyclé), avec 2 % environ de noir de carbone et 1 % d'adjuvant. Le stockage doit se faire au sec, à températures inférieure à 60 % et à l'abri des rayons ultraviolets.

Il existe différents types de polyéthylène. Chaque type est alors caractérisé par sa contrainte minimale requise ; Ainsi on distingue les polyéthylènes de haute densité (PeHD) et les polyéthylènes de basse densité (PeBD).

II.1.2.5 Robinetterie et équipements divers d'un RDEP

Ce sont en général des éléments auxiliaires qui sont installés dans le réseau pour faciliter l'exploitation et l'entretien de ce dernier. On distingue :

1. Robinets vannes

2. Clapets de retenue

3. Régulateurs

? Réducteur-stabilisateur de pression aval ou amont : ces appareils permettent de ramener la pression à une valeur souhaitée ou de réduire la pression d'une valeur prédéterminée.

? Limiteur de débit : le réglage s'effectue par un diagraphe en fonction de la vitesse d'écoulement.

? Robinet de réservoir : il a pour rôle de contrôler le niveau haut et bas de flotteur, de contrôler le niveau constant de flotteur ainsi que de contrôler le niveau altimétrique (placé en pied de réservoir).

4. Ventouses

Une accumulation d'air peut se faire aux points hauts d'une conduite provoquant ainsi des perturbations (diminution de la section, arrêt des débits, diminution de pression, coup de bélier) qu'il faut éviter.

L'évacuation de l'air se fait à l'aide d'une ventouse manuelle ou automatique.

5. Les poteaux d'incendie

6. La cheminée d'équilibre

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7. Les compteurs d'eau

II.1.3. Réservoirs de stockage d'eau

On appelle réservoir d'eau une capacité destinée à stocker et conserver de l'eau utile aux consommateurs.

En milieu rural ou pour des agglomérations péri-urbaines, avec une installation correctement conçue, la capacité du ou des réservoirs oscille aux alentours du volume moyen journalier d'eau consommée.

II.1.3.1. Rôle des réservoirs d'eau

Les réservoirs de stockage ont pour rôle essentiel de :

· D'emmagasiner l'eau lorsque la consommation est inférieure à la production, et la restituer lorsque la consommation devient supérieure à la production ;

· Faire face, sans gêner les utilisateurs, aux incidents suivants : panne électrique, remplacement d'une pompe, accident sur la conduite de refoulement ;

· Assurer le maintien d'une énergie (pression minimale) dans le réseau ;

· Réduire l'influence des débits élevés sur de grandes longueurs de conduite ;

· Permettre une sécurité en matière de protection contre l'incendie (cas des centres et agglomérations urbaines, équipés de bouches d'incendie).

II.1.3.2. Types de réservoirs d'eau

On distingue deux types de réservoirs :

· Réservoirs de surface (enterrés et semi-enterrés)

· Réservoirs élevés

II.2. LA DEMANDE EN EAU II.2.1. Définition du concept

Le besoin en eau d'un usager est ce qu'il consommerait en dehors de toute contrainte économique. Dans la conception des systèmes, c'est une simple allocation de quantité d'eau fixée par les pouvoirs publics ou le projeteur. La demande d'un usager est la consommation qu'il a atteinte lorsque celui-ci intègre la synthèse de ses contraintes économiques, son appréciation de la valeur sociale et sanitaire de l'eau.

II.2.2. Déterminants de la demande

La demande en eau est influencée par quatre facteurs principaux.

? Les conditions socio-économiques des usagers

- Les revenus : la modification de la structure de consommation est influencée par la fluctuation des revenus.

- Le comportement culturel des usagers vis-à-vis de l'eau : quelle valeur d'usage et quelle importance de sa liaison à la santé ?

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? Le niveau d'équipement sanitaire de l'habitat. ? Le développement urbain ;

? Les sources d'approvisionnement existantes : la qualité, la quantité, le coût et la fiabilité des sources d'approvisionnement alternatives au système amélioré ont une influence considérable sur l'évolution de la demande.

? La tarification : une variation des tarifs entraîne un réajustement des quantités demandées, c'est l'élasticité de la demande par rapport aux tarifs.

II.2.3. Evaluation des besoins unitaires par catégories de consommation

Les consommations d'eau sont classées en fonction des besoins spécifiques de chaque groupe de consommateur. On distingue généralement 3 catégories de consommation d'eau dans les milieux péri-urbain :

II.2.3.1. Consommation domestique

C'est la consommation en eau de la population branchée au réseau ou non, non branchée mais qui profite des bornes fontaines pour s'alimenter en eau. Il s'agit donc de l'eau utilisée pour les besoins personnels d'alimentation et d'hygiène et d'autres utilisations moins essentielles comme le lavage de biens et l'arrosages.

La demande domestique qui compose 60 à 80% de la consommation en eau de la plupart des petits et moyens centres urbains en Afrique subsaharienne.

On distingue deux niveaux dont les valeurs usuelles sont listées :

? Les besoins vitaux : eau de boisson, cuisson d'aliments, hygiène corporelle, vaisselle

et lessive.

? Milieu rural : 15 à 25 l/jour/hab.

? Milieu semi-urbain : 20 à 35 l/jour/hab.

? Les besoins liés au niveau de vie et les habitudes culturelles : WC à chasse, bain ou

douche à eau courante, évier et lavabo, nettoyage, arrosage de pelouse etc.. . .

? Un seul robinet de cours : 30 à 70 l/jour/hab.

? Avec installations sanitaires intérieures raccordées 60 à 100 l/jour/hab.

II.2.3.2. Consommation sociale ou collective

C'est la consommation des locaux administratifs et commerciaux, installations militaires, établissement scolaires et médicaux, édifices publics et installations municipales.

En Afrique, les services publics sont peu équipés en installations sanitaires, les besoins en eau sont en général limités aux besoins vitaux : A titre indicatif,

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UNITES		BESOINS EN EAU	École sans internat
3 à 5 l/jour/élève		École et caserne avec internat
30 à 60 l/jour/pers.		Hôpitaux et dispensaires
150 à 200 l/j/lit.		Administration
5 à 10 l/employé/jour		Marché équipé d'installations sanitaires
0,4 m^3/1000 occupants/jour

Tableau n°2.1 : Consommation collective en Afrique.

II.2.3.3. Consommation des activités économiques

L'estimation de la demande (industrie, artisanat, commerce) se fait par enquête au niveau de chaque unité si ces dernières existent. Cependant il faut tenir compte des besoins de l'artisanat qui sont quelquefois diffus à l'intérieur de centres semi-urbains.

II.2.4. Prévision de la consommation en eau

II.2.4.1. Introduction

Un réseau d'AEP dimensionné pour les besoins actuels sera saturé après quelques années de mise en service, alors il faut le dimensionner pour un futur proche ou lointain avec des approches dont seul l'ingénieur concepteur est responsable.

Avant de projeter un réseau, sachant que la durée de vie d'un réseau d'AEP est de l'ordre de 25 à 40 ans, on est amené à étudier l'évolution de la population, et d'analyser le développement urbanistique et socio-économique prévu pour finalement effectuer un choix en matière de satisfaction des besoins à court, moyen ou long terme.

II.2.4.2. Evaluation des nombres des consommateurs

Plusieurs méthodes existent dans la littérature pour rendre compte de la variation de la population et projeter son évolution.

? Une croissance géométrique ou taux de croissance proportionnel à la population et au

temps. Le taux est fixé pendant une certaine période déterminée par le projeteur.

?? ?? = ????(?? + ??)?? ;

?? ?? : Population après n années,

???? : Population à l'année de référence,

??: constante de croissance géométrique.

Dans la pratique le taux de croissance tend à s'infléchir au cours du temps avec

l'augmentation de la population.

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En Afrique subsaharienne, le taux d'accroissement de la population varie de 2 à 3% pour les petites localités, 6 à 8% pour agglomérations soumises à l'immigration progressive.

II.2.4.3. Les variations cycliques de la demande et coefficient de modulation

Les consommations subissent des fluctuations en terme quantitatif suivant les saisons, les jours de la semaine, les heures de la journée. Ces variations ont une influence directe sur les ressources en eau à mobiliser et ou les dimensions des installations. Il faut signaler que les dimensions du système de distribution sont déterminées par le comportement des usagers à qui l'on doit offrir un service continu.

Avant d'en poursuivre, nous tâchons d'abord de préciser quelques définitions. Quelques vocables particuliers :

· Consommation unitaire et globale : c'est le rapport de la production journalière
moyenne et de la population totale desservie ; elle est exprimée en l/hab/jour.

· Consommation journalière moyenne, Qdmoy : c'est le volume d'eau consommé annuel total divisé par 365 jours et est exprimé en m³.

· Consommation journalière maximale, Qdmax : c'est le volume d'eau consommé pendant la journée la plus chargée de l'année ; généralement enregistré en juillet ou en aout.

· Consommation horaire maximale, Qhmax : c'est le volume maximum horaire consommé au cours de la journée la plus chargée de l'année.

· Consommation horaire moyenne, Qhmoy : c'est le volume d'eau moyen consommé en une heure durant la journée la plus chargé de l'année.

Ces termes étant bien définis, on peut dire différents coefficients de modulation :

a) Coefficient de pointe journalière

Les ouvrages de traitement et d'adduction doivent être dimensionnées pour pouvoir satisfaire la demande journalière maximale. Le coefficient de pointe journalière est le rapport ci-dessous :

Qdmax

_

CPI Qdmoy

Le coefficient de pointe journalière exprime le retour de façon cyclique du comportement des usagers au cours de la semaine. Les pointes de consommations se situent aux jours de grande lessive et de repos hebdomadaires. Le coefficient de pointe journalière varie généralement entre 1,3 à 1,9 selon le climat et les activités estivales de l'agglomération.

b) Coefficient de pointe horaire

Les ouvrages de distribution d'eau (réseau, réservoir, etc....) doivent être dimensionnés pour fournir la demande horaire maximale (pointe horaire), de la journée de pointe, de l'année du projet. Le coefficient de pointe horaire est défini par la relation :

Qhmax

Cph =

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Qhmoy

Il exprime donc les habitudes du consommateur au cours de la journée. Il est indépendant de la saison, il n'a aucune influence sur les quantités d'eau à mobiliser.

Taille de la localité	< 10 000	10 000 à 50	000	50 000 à 200	000	> 200	000
( habitants)
coefficient	2.5 à 3	2 à 3		1.5 à 2		1.5

Tableau n°2.2 : Relation Coefficient de pointe journalière et taille de la localité.

1.5<C_ph>3

II.2.5. Les pertes d'eau

Il existe deux types de pertes : les pertes techniques durant le traitement et sur le réseau de distribution, et les pertes commerciales dues à l'eau consommée et non facturé comme les erreurs de comptage, les branchements clandestins.

Le volume de ces pertes dépend de :

· La nature des conduites.

· L'âge et l'état du réseau.

· La compétence et l'efficacité du service de maintenance du réseau (moyens humains, moyens matériels, appareils de détection de fuites, rapidité d'intervention pour réparation).

Le projeteur doit tenir compte de ces pertes lors de l'évaluation de la demande par un coefficient Kp, appelée coefficient de perte et définie par :

Volume produit

Kp ⁼Volume consommé

La valeur de Kp varie de 1.2 à 1.5 selon les différents états du réseaux.

Kp = 1.2 Pour un réseau neuf ou bien entretenu.

Kp = 1.2 5 à 1. 3 5 Pour un réseau moyennement entretenu.

Kp = 1.5 Pour un réseau vétuste ou mal entretenu.

II.2.6. Le débit du calcul des ouvrages du réseau d'AEP

· Le débit de dimensionnement et/ou de calcul des ouvrages d'adduction (station de pompage, station de traitement, réservoirs, conduites d'adduction...) est égal au débit journalier maximum (Qdmax) :

Qdmax = K_p * Cpj * Qdmoy (m³/jour)

· Le débit de dimensionnement et/ou de calcul des ouvrages de distribution (réseaux de distribution...) ou débit de design est égal au maximum de :

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Q design = max(Qhmax; Qdmax + Qinc)

Avec

Qhmax = K_p * Cp; * Cph * Qdmoy/²⁴ (m³/heure)

II.3. NORMES DE CONCEPTION ET CRITERES II.3.1. Pressions de service minimales et maximales

Pour que les consommateurs soient satisfaits, l'eau que leur fournit le réseau de distribution doit leur parvenir à une pression maximale : l'eau doit en effet atteindre les étages supérieurs des habitations. C'est pourquoi les pressions minimales suivantes sont recommandés :

· En temps normal : 270KPa ou 27,52 mCE d'eau ;

· En période d'incendie : 150 KPa ou 15,29 mCE d'eau.

Pour ce qui est des pressions maximales à l'entrée des bâtiments en hauteur, on recommande qu'elles n'excèdent pas 500 KPa ou 50,97 m d'eau afin de protéger les soudures des conduits.

II.3.2. Vitesse d'écoulement dans les conduites

La vitesse maximale dans les conduites de distribution est de l'ordre de 2.5 à 3 m/s ; ce qui permet d'éviter que des pertes de charges excessives se produisent, de retarder l'érosion des conduites et d'éviter le coup de bélier.

Les vitesses dans les conduites devront être comprises alors entre une valeur minimale de 0,8 m/s et maximale de 3 m/s. En période de faible consommation, cette vitesse ne doit pas être en deçà de 0.3 m/s.

Pour V< 0,3 m/s : il y'a risque de dépôt et acheminement de l'air vers les points hauts.

II.3.3. Tracé

II.3.3.1. Tracé en plan

Les conduites seront posées le long des voies de communication existantes pour des raisons économiques, de facilité de pose et de maintenance ultérieure des installations.

II.3.3.2. Profil en long

Les impératifs du profil en long sont :

· La profondeur : les canalisations doivent être enterrés en tranchée avec une hauteur de couverture minimale de 0,8 m pour les conduites principales et de 0,4 m pour les conduites secondaires et locales. Cette disposition permet de protéger les conduites des intempéries et des écrasement ou ovalisation par les charges trop lourdes.

· La pente : les dispositions suivantes sont prises pour la conduite d'adduction : ? Créer des pentes minimales supérieures à 0,3%.

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? Réduire le nombre de changement de pente dû au terrain naturel.

Lorsque le profil du terrain naturel est horizontal, il faut créer des pentes artificielles de 0,2 à 0,3% en partie montante sur une distance d'environ 100 m et 0,4 à 0,6% en partie descendante sur une distance d'environ 50,OO m.

II.4. RAPPELS DES NOTIONS D'HYDRAULIQUES DES RESEAUX

II.4.1. Formule des pertes de charge linéaires

Les pertes de charge linéaires sont dues aux frottements de l'eau contre les parois des conduites et les turbulences provoquées par ces effets.

Ces pertes de charges peuvent être calculées en utilisant une de ces trois formules :

Avec ???? : perte de charge (m) ;

?? : longueur de la conduite (m) ;

?? : diamètre de la conduite (m)

?? : débit passant dans la conduite (m3/s)

· Formule de Hazen-Williams

????.??????

????= ????. ??????*

??????

??.??????* ????.??????* ?? (??)

?????? : Coefficient de Hazen Williams

· Formule de Darcy-Weisbach

?? ????

???? = ?? ?? * (??)

????

?? : coefficient de perte de charge de Darcy (voir formule Colebrook) ?? : vitesse moyenne du fluide (m/s)

?? : accélération de la pesanteur.

Formule Colebrook :

v?? = - ?????? ( ?? ?? ??.???? + ??.???? ????v??)

· Formule de Chézy-Manning

????* ????

???? = ????.?????? * ??????/?? * ?? (??)

?? : coefficient de rugosité de Manning donné par des tables et fonction des matériaux.

La formule de Hazen-Williams est la formule de perte de charge la plus utilisée aux Etats-Unis. Elle ne peut pas être utilisée pour des liquides autres que l'eau et elle surestime les pertes de charges linéaires comparativement aux autres formules.

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II.4.2. Formule des pertes de charge singulières

??????= ??*

???? (??) ????

?? : le coefficient de perte de charge singulière ?? : la vitesse d'écoulement

?? : accélération de la pesanteur.

II.4.3. Eléments pour le choix des pompes

? Le théorème de Bernoulli

Le théorème de Bernoulli exprime la conservation d'énergie dans un écoulement permanent et unidimensionnel. Pour un fluide incompressible en écoulement permanent sans dissipation, l'équation de Bernoulli s'écrit le long d'une trajectoire entre deux points 1 et 2 :

????= ????

????

????+ ????

????? ?

????

???? ??

+

????

????

+ = ???? +

????

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? La courbe caractéristique d'une conduite

Elle est obtenue en appliquant le théorème de Bernoulli (la loi de conservation d'énergie) entre les points 1 et 2 de la conduite en tenant compte des pertes de charges et de la présence de pompes.

?? = ???? - ???? + ???????(??) + ? ??????(??)

???? : est la charge initiale, ???? : est la charge finale,

??????(??) : est la charge perdue par frottement, qui est fonction du débit.

??????(??) : est la charge perdue dans les singularités, qui est fonction du débit.

Cette courbe est une parabole puisque la perte de charge est proportionnelle au carré du débit. ? Les courbes caractéristiques d'une pompe

Pour employer une pompe centrifuge d'une manière optimale, il faut connaitre ses courbes caractéristiques qui illustrent entre autres la variation de la hauteur manométrique, du rendement et de la puissance en fonction du débit.

Ses courbes sont données par les constructeurs des pompes.

? Point de fonctionnement d'une pompe

Le point de fonctionnement d'une pompe est donné par le couple (??, ????) auquel la pompe va operer une fois insérée dans le sysyteme.

? Hauteur maximale d'aspiration

La pression à l'entrée de la pompe ne doit pas descendre au-dessous d'une valeur déterminée, puisque la tension de vapeur correspondant à la température du liquide à

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pomper ne doit en aucune circonstance être atteinte. C'est pour éviter la formation dans le liquide des bulles des vapeurs. (Phénomène de cavitation)

II.5. QUELQUES NOTIONS D'HYDRAULIQUES SOUTERRAINES II.5.1 Les systèmes aquifères

Un nappe d'eau souterraine est définies comme l'ensembles des eaux comprises dans la zone saturée d'un aquifère, dont toutes les parties sont en liaison hydraulique.

Un aquifère est un corps des roches perméables comportant une zone saturée suffisamment conducteur d'eau souterraine pour permettre l'écoulements significatif d'une nappe souterraine et le captage de quantité d'eau appréciables.

On distingue la nappe libre où la surface piézométrique coïncide avec la surface libre de la nappe, et qui est surmontée par une zone non saturée.

Nappe captive si elle est surmontée par une formation peu (ou pas) perméable, et si la charge hydraulique de l'eau qu'elle contient est supérieur à la cote du toit de la nappe.

Dans la nappe captive, l'eau est en fait comprimée ; si cette pression est suffisante pour que l'eau remonte jusqu'à la surface et jaillisse, la nappe captive est dite artésienne.

II.5.2 Loi de Darcy-Equation de diffusivité-Formule de Dupuit

En 1856, Henry Darcy a mis en évidence une relation entre le débit transvasant un milieu poreux et le gradient de la charge hydraulique appliquée. La forme moderne de la loi de Darcy s'exprime plutôt par :

q = -K.Vh

q : vecteur flux apparente de Darcy (m/s)

K : tenseur de conductivité hydraulique (m/s)

Vh : gradient du champ de potentiel hydraulique (m/m)

L'équation de continuité est un bilan de masse qui établit le portrait de la circulation de l'eau souterraine dans un volume infinitésimale d'aquifère.

Ce bilan s'exprime par :

divK.Vh=Ss			ah at+ ^Q
a^2h ax2 +	a^2h a y2 +	a^2h Ss ah Q az2 = + K Kat

Pour un domaine bidimensionnelle et l'absence de terme de source ; l'équation de continuité s'écrit en coordonnes cylindriques (ne dépendant que de r) par :

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1 ô (( ^ôhll = ô ²h 1 ôh =

S ôh

r ôr ^`r _ôr ^l _ôr2 + r ôr T ôt

S_S : Emmagasinement spécifique (m^-1).

S : Coefficient d'emmagasinement (adimensionnelle).

T : Transitivité (m²/s).

? Rabattement des nappes phréatiques par pompage et débits des puits DUPUIT a étudié la question à partir de la schématisation suivante :

Soit un massif de sol homogène, perméable, de dimensions limitées, reposant sur une assise horizontale imperméable. On fore un puit à débit constant. Le massif limité est défini par une surface latérale cylindrique de rayon R. la surface libre de la nappe a une forme parabolique à l'intérieur du massif. Elle est horizontale à l'extérieur.

Fig. 2.3 : Rabattement de la nappe.

Selon DUPUIT, après transformation mathématiques, le débit de pompage, la perméabilité et la géométrie du puit sont reliés par la relation suivante :

H2 - h2

q=ir.k.
	?? ???? r

^x

r

La trace de la surface libre ou méridienne a comme équation :

q

z2 = h² + _k. ln

n.

Dans la pratique du cylindre latéral est remplacée par celle du rayon d'action qui détermine la distance au-delà de laquelle l'action de pompage ne se fait pas sentir.

SCHARDT propose : R = 300(H - h)-k%k avec H, h et R en mètres et k en mlsec.

Par ailleurs, on démontre qu'en régime non permanent notamment en cas d'épuisement de la nappe, et si l'on suppose que la nappe s'étend à l'infini qu'elle n'est pas alimentée et qu'elle est initialement au repos.

R = 1.5

n

jk.H.t

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Avec n la porosité et t le temps de pompage.

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Jacob a trouvé, par une approximation logarithmique la formule proposée par Theis, ceci :

h(??, t) = 2???? ????v2.25??t Q

????²

II.5.3. Recherche en eau souterraine

En général, un projet de recherche en eau comprend trois phases principales.

> Exploration hydrogéologique

? Investigation de surface : géophysique de surface.

? Investigation sous-sol : forage exploratoire, diagraphie etc.

> Evaluation des ressources

? Conception des puits

? Essais hydrogéologiques

? Modélisation

> Exploitation de la ressource

II.5.4. Méthodes de forage

Un ouvrage de captage est une installation qui permet de récupérer les eaux

souterraines.

On distingue essentiellement trois méthodes de forage :

> Forage à la tarière

> Forage par battage

> Forage rotatif (avec ou sans boue)

En fonction des conditions hydrogéologiques, plusieurs ouvrages de captage peuvent être aménagés afin d'extraire les eaux d'un aquifère. Le plus fréquent d'entre eux est le puit crépiné.

Le puit crépiné est composé d'un cuvelage en acier ou en PVC, d'une crépine, d'un massif filtrant et d'un coulis imperméable. La crépine permet de laisser l'eau jusqu'au puit tout en maintenant en place les sols pulvérulents du massif filtrant tandis que le massif filtrant vise à retenir les sols pulvérulents de l'aquifère et à réduire l'entrainement des particules fines.

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CHAPITRE III. PRESENTATION DE LA ZONE D'ETUDE

Pour concevoir et proposer un RDEP sur un quartier péri-urbain, il s'avère important, non seulement de comprendre tous les problèmes liés à la desserte en eau potable qui se posent sur ce dernier, mais, il est aussi indispensable de s'acquérir des connaissances du milieu dans ses différents aspects tels que historique, géographique, ou humain ; de connaitre les différentes ressources en eaux naturelles environnant le site ainsi que les méthodes et techniques utilisés pour s'approvisionner en eau potable. Le présent chapitre s'efforce à donner dans la mesure du possible ces différents éléments pour la zone d'étude concernée par ce travail.

III.1. PRESENTATION DE LA ZONE

III.1.1. Situation géographique et historique

COGELOS et NZENGI sont en fait deux localités du quartier Plateau 1, quartier qui compte un nombre total de 10 localités. COGELOS et NZENGI forment une agglomération péri-urbaine d'environ 350 hectares, sous autorité administrative de la commune de Mont-Ngafula, situé au sud -ouest de la ville de Kinshasa précisément au sud de l'université de Kinshasa. Il se trouve entre 4° 26' et 4°27' latitude sud et entre 15°18' et 15°19' longitude est au sud-est de la ville de Kinshasa avec une altitude moyenne de 425 m.

Il est délimité :

? Au Nord par le plateau des résidents de l'université de Kinshasa,

? Au Sud par l'avenue INGA-INTENDANCE quartier PLATEAU 2, ? À l'Est par la savane allant vers la localité Luzizila,

? À l'Ouest par l'avenue TSHIBANGU avec le MONT ABOR.

Sans pour autant entrer dans le vif de son l'historique, on retiendra que le terrain est propriété des autochtones Ba Umbu qui est vu d'abord être passer aux mains de l'administration de l'UNIKIN en 1998 dans un accord avec litige, avant d'être repris par l'autorité coutumière après un jugement au tribunal.

COGELOS est donc un acronyme du comité de gestion de lotissement sud, comité mis en place par l'UNIKIN chargée de piloter la gestion du nouveau lotissement des professeurs de l'université.

Habitées pour la première fois en 1956 par les religieuses à Mbiti, ces localités furent pendant longtemps une brousse abandonnée à son propre sort et que l'on pouvait parfois apercevoir les mamans faire les champs et les chasseurs dans leur quête des proies. Ces deux dernières décennies ont vu une grande prolifération des octrois des parcelles ainsi que les constructions des habitats à telle enseigne qu'à ce jour le quartier est devenu saturé sur le plan cadastral.

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III.1.2. Aspects biophysiques

III.1.2.1. Relief

Dans la zone des collines de Kinshasa, généralement située au sud et à l'ouest de la ville, l'altitude varie entre 350 et 675 m. COGELOS et NZENGI, se situant sur le plateau de la colline du Mont-Amba, possède l'avantage d'avoir une topographie pas assez contraignante. En effet il se trouve entre 350 et 450 m d'altitude.

III.1.2.2 Climat

D'une manière générale Kinshasa jouit d'un climat de type AW4 dans le système de classification de KÖPPEN et GEIGER : il s'agit d'un climat tropical humide où l'on connait 4 mois de saison sèche. La Colline du MontAmba est caractérisée par un climat chaud et humide avec deux saisons distinctes. La saison pluvieuse allant d'octobre à fin mai et la saison sèche courte de juin à septembre. Les températures affichent une moyenne annuelle de 26°C tandis que les précipitations ont une moyenne annuelle de 1200 à 1545 mm/an (PNUE 2011).

III.1.3. Ressources en eau

III.1.3.1. Géomorphologie et Structure Géologique

En général, les formations géologiques de la région des collines du Mont-amba constituent un ensemble relativement homogène. Ces collines se présentent comme des zones entièrement sableuses. Une couverture de sables fins légèrement argileux, ocre à brunâtre, coiffe leur sommet et couvre d'un manteau continu l'ensemble des versants.

Le contexte géologique de la région des collines se présente, selon l'échelle stratigraphique, de haut en bas, de la manière suivante :

? Sable limoneux, d'environ 50 m de profondeur ;

? Grès tendre plus ou moins argileux et altéré dit grès tendre du secondaire, d'épaisseur oscillant autour de 40m ;

? Grès rouge feldspathique de l'Inkisi ou grès d'Inkisi d'âge précambrien. La configuration géologique est dominée par trois grandes formations sédimentaires : une couche détritique à perméabilité primaire de type sable et grès, auxquels s'ajoutent des minces couches imperméables de types argiles, formant les écrans des aquifères. Ceci après exploitation des données sur des coupes stratigraphiques des forages réalisés dans la zone des collines du MontAmba.

Au terme d'une analyse géologique, NDEMBO (2009) a établi le profil géologique indiquant les couches qui passent à travers la plaine pour remonter vers la zone des collines et reprend quelques forages effectués.

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Fig. 3.1 : Profil géologique-axe Nord-Sud Kinshasa.

L'agglomération COGELOS et NZENGI est bâtie sur une zone collinaire dans la partie sud-ouest de Kinshasa au sein de la grande concession de l'Université de Kinshasa. C'est en fait une colline dont la crête dessine un arc et les versants sont brutalement estompés par des têtes d'érosion d'arrachement aux pentes fortes (#177; 65%), à la tête d'arrachement. A la tête de son talweg sourdent des eaux de la nappe profonde.

Le quartier COGELOS se trouve sur des affleurements des formations de la série du Kalahari. Il s'agit d'une succession de la couche de la série des sables ocre du néogène reposant sur une couche des grès polymorphes du paléogène qui contient l'aquifère à capter.

La série des grès polymorphes du paléogène est constituée d'un grès tendre d'environ 2 m d'épaisseur dans sa partie supérieure et d'un grès silicifié dans sa partie inférieure. Ceci représente un niveau de silicification d'une ancienne surface pénéplanisée. Cette formation, à une profondeur de 120m, repose sur le soubassement du grès d'Inkisi du précambrien. Ce socle cristallin n'affleure pas dans la zone du projet.

Il faut aussi noter que le sol est sans cohésion et donc sujet aux arrachements et aux lessivages en saison de pluie.

Fig. 3.2 : Coupe lithologique à NZENGI (Source SNHR)

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III.1.3.2. Contexte Hydrogéologique

1. Ressources en eau de surface

Le réseau hydrographique de la région comprend principalement la rivière Lukaya et quelques petits affluents constitués par des ruisseaux engendrés par les eaux de nappes profondes qui sourdent à la tête des talwegs. Parmi ces petits affluents, le plus important est Bimunka.

La rivière Lukaya est un important affluent de la rivière NDJILI. Son un débit est très grand, mais par contre son eau est très chargée en particules en suspension (argile, sable, etc...)

2. Ressources en eau souterraine

Les eaux souterraines de la zone proviennent de deux aquifères superposés à

savoir :

? L'aquifère libre rencontré dans les sables ocres qui sont alimentés par l'infiltration directe des eaux de pluie. Dans les alluvions, cette nappe est en contact avec les eaux de la rivière Bimunka à travers les berges.

? La nappe captive, contenue dans les grès polymorphes du paléogène.

La série du kalahari est composée des grès tendres fins à grossiers plus ou moins argileux et silteux dans sa partie inférieure. Les roches sont altérées à la surface mais ne sont pas fissurées. Leur perméabilité est une perméabilité d'interstice. Leur épaisseur dans cette zone va de 75 à 80 m. Elles reposent sur le socle précambrien. L'aquifère est multicouche, les niveaux aquifères sont séparés par des écrans d'argile compacte.

D'une manière générale dans cette partie sud de la ville de Kinshasa, les grès sont rencontrés à partir d'une profondeur de 25 m, et à partir de 80m de profondeur ils deviennent aquifères. Les horizons les plus perméables de ces grès se situent entre 90-120m de profondeur.

Les données hydrogéologiques aideront à estimer la réserve en eaux souterraines dans le but de déterminer, si possible, l'éventualité de faire de ces eaux une source d'approvisionnement en eau potable de notre réseau.

III.1.4. Démographie

Selon une source administrative, la localité de COGELOS compte 990 parcelles à la date d'aujourd'hui.

Les deux localités compteraient environ 12995 habitants : COGELOS compte actuellement environ 9900 habitants si l'on suppose un ratio de 10 habitants par parcelles ; et NZENGI 3095 habitants.

Sa densité est inégalement répartie sur son étendue, elle décroit progressivement de l'ouest vers l'est c'est-à-dire en allant des sites de topographie régulière à ceux qui sont difficiles.

Sa position d'être un quartier directement périphérique à l'université de Kinshasa et alimenté en électricité lui confère, depuis sa création, un afflux des nouveaux logements.

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Sa population future est estimée à 70 000 personnes ; cette estimation a été faite sur base de 10 habitants par maison, 2 maisons par parcelle, 20 parcelles par hectare pour une superficie totale de 180 hectares habitable (1 habitant pour 25 m²).

III.2. SITUATION ACTUELLE D'APPROVISIONNEMENT EN EAU

Dans cette paragraphe, on essaye de présenter le panorama de l'état actuelle en approvisionnement en eau dans notre zone d'étude et de survoler le système AEP de la ville de Kinshasa.

Après une enquête réalisée sur le quartier avec un échantillon considérable des foyers, nous nous sommes enquis des méthodes d'approvisionnement en eau des habitants du quartier.

III.2.1 Méthodes d'approvisionnement en eau

? Déplacement à KINDELE

Cette méthode est souvent employée par les habitants de COGELOS parce qu'ils se trouvent relativement proche de Kindele. Avec cette eau qui est payante (100Fc/récipient de 25L), les habitants dépensent au moins 12 000 FC/foyer/semaine pour se procurer de cette eau.

? Une source aménagée à NZENGI

Elle est utilisée par les habitants de NZENGI. Ici l'eau coûte moins cher (50Fc par récipients de 25 L). Malheureusement, la majorité des foyers l'utilisent sans pour autant la stériliser par ébullition ou par chloration. S'approvisionner de cette eau est une véritable corvée pour les mamans et les jeunes qui doivent braver chaque jour les dénivellations de flanc séparant la source à leurs domiciles respectifs.

? Déplacement par véhicule au Campus

Cette méthode est autant utilisée par une minorité de la population, souvent de classe huppés, qui possède une voiture ou par d'autres habitants, de classe modeste, qui peuvent louer une voiture pour s'approvisionner.

Avec une fréquence d'approvisionnement de 3 à 5 fois par semaine, ils dépensent au moins 20 000 FC/foyer/semaine.

? Eaux de pluie

L'eau de pluie est une vraie manne liquide pour les habitants de ce coin. Durant la saison de pluie, les habitants s'approvisionnent en quantité de trop pour pouvoir s'en servir pendant les jours où il ne pleut pas. Encore qu'il faut avoir beaucoup des récipients de bonne capacité remplie d'eau pour tenir longtemps. Pour ce faire, quelques dizaines d'habitants ont construit dans leurs parcelles les réservoirs enterrés en béton armé recueillant les eaux de pluie à travers les gouttières posées sur la toiture et chez d'autres on trouve simplement de réservoirs classique en plastique.

Toutefois, aménager un réseau d'adduction en eau contribuera d'une part à alléger les dépenses dans les économies de foyers et d'autres part à renflouer les recettes de la Regideso. Ce réseau qui peut être connecté à un réservoir nouveau, soit à une source d'eau souterraine, soit directement connecté au réseau conventionnel de la ville de Kinshasa selon le cas. Dans les paragraphes qui suivent, nous parlons succinctement de ce Réseau d'eau dans la ville Kinshasa.

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III.3. BREF APERÇU DU REDP DE KINSHASA

· Réseau de distribution de la REGIDESO

Le réseau de distribution d'eau potable de la REGIDESO ne couvre pas l'entièreté de la ville de Kinshasa. Il est implanté dans le centre d'affaires (commune de la Gombe), les anciennes cités de Barumbu, Kinshasa ainsi que les quartiers Nord de Bandalungwa et Kintambo,les cités planifiées de Kasa-Vubu, Kalamu, Matonge, Matete, Lemba, N'djili, Ngaliema, Ngiri-Ngiri, certaines parties de Limete, Cité Mama Mobutu et Cité Verte. Les communes d'extensions informelles de Masina, Kisenso, Selembao, Bumbu, Makala, Kimbanseke, une partie de Mont Ngafula souffrent du manque de réseau d'eau.

· Les usines de traitement d'eau de Kinshasa

La société commerciale REGIDESO a quatre usines de production d'eau potable qui sont :

· l'usine de Lukunga ;

· l'usine de Ngaliema ;

· l'usine de N'djili ;

· l'usine de Lukaya.

Les deux premières tirent l'eau brute du fleuve Congo et les deux dernières respectivement des rivières N'djili et Lukaya.

1. Usine de N'djili

C'est la plus grande usine de traitement d'eau à Kinshasa. Elle alimente à elle seule près de 75 % de la population kinoisse. L'usine de N'djili est un complexe constitué de 3 usines produisant chacune 110 000m³/jour donc sa capacité actuelle est de 330 000m³/jr. La station de captage tire l'eau brute de la riviere ndjili. Elle alimente directement les stations suivantes : Kisenso, Lemba et Yolo ; A son tour, Yolo alimente Gombele et Makala.

2. Usine de Ngaliema

Cette usine capte l'eau du fleuve Congo et la traite par décantation-filtration-stérilisation. L'usine est située dans la commune de Ngaliema et alimente la partie nord de la ville de Kinshasa grâce au booster de Kintambo.

La capacité de cette usine est de 130 000 m³/jr.

3. Usine de Lukunga

L'usine de Lukunga traite l'eau captée dans la rivière lukunga et du fleuve Congo. Le traitement se fait comme pour l'usine de Ngaliema par floculation-décantation-filtration-stérilisation. La capacité de cette usine est de 45 000 m³/jr.

Elle alimente la station d'Ozone, et ce dernier alimente la station Météo, enfin Météo alimente à son tour la station de Binza.

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4. Usine de Lukaya

L'eau traitée est captée dans la rivière Lukaya. Cette usine est de capacité de

39 000m3/jr.

Le rendement de la production de ces (4) usines est de 60% tandis que les pertes d'eau dans le réseau de distribution sont de 20%.

En effet, ces usines fonctionnent en surcharge de production chaque jour. Si on considère que 64% d'habitants de Kinshasa ont accès à l'eau potable de la REGIDESO, on peut dire que la dotation individuelle est de 73 litres/habitant/jour. La consommation industrielle de l'eau potable de la REGIDESO ne présente que 6% du volume total distribué à Kinshasa (estimation 2004). Ce pourcentage faible s'explique par la chute des activités industrielles à cause de la situation économique difficile, la création des forages dans les parcelles, les branchements frauduleux sur le réseau REGIDESO et la classification de certaines industries dans d'autres catégories pour des raisons tarifaires.

Outre ces 4 usines, quatre petites unités de production, usine de Maluku (2500 m ³/Jour), source de Mitendi (1666 m ³/Jour), forages de Kinkole (762 m ³/Jour), forage de Mbanza-Lemba (736 m ³/Jour).

Grâce à la coopération coréenne (Corée du Sud) et à la Banque Mondiale, la REGIDESO doit construire d'ici peu trois unsines de production, dont nous citons : une usine à la rivière N'djili dans le quartier Lemba-Imbu/Commune de Kisenso, Elle aura une capacité de 100 000 m³/jour et elle sera fonctionnelle dans l'avenir proche ; et il ya un projet de construction d'une l'usine à Ozone qui se fera en trois phases avec une production de totale de 330 000 m³/jour. Enfin, une usine à N'sele (550 000 m³/jour) qui supplantera n'djili en terme de capacité de production ; celle-ci est encore en phase embryonnaire et elle servira à alimenter la ville de kinshasa est qui est en pleine extension jusqu'à Maluku..

A l'instant oiu nous redigeons ce travail, les besoins en eau potable de la population kinoise sont évalués à 1 000 000 m³/jour alors que la production est de d'environ 600 000 m³/jour.

Leurs productions se présentent de la manière suivante :

Source de production	Capacité installée (m^3/jour)		Capacité en surcharge (m^3/jour)
Usine de N'djili	330	000	350	000
Usine de Ngaliema	130	000	150	000
Usine de Lukunga	45	000	50	000
Usine de Lukaya	39	000	45	000
Capacité totale	544	000	595	000

Tableau n°3.1 : Production des usines de la REGIDESO SourceDDK/REGIDESO

On peut voir en annexe IV.1 le schéma hydraulique ainsi que le bilan des différentes stations de pompage de la ville de Kinshasa.

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CHAPITRE IV. PROPOSITION ET DIMENSIONNEMENT DU
SYSTEME AEP

Dans ce chapitre, il est question de concevoir un système AEP efficace pour COGELOS & NZENGI ; c'est-à-dire de proposer un réseau, de discuter sur une source d'approvisionnement durable qui pourra satisfaire au mieux les besoins actuels et futurs, de dimensionner quelques éléments du système AEP, enfin de valider sur un logiciel notre la conception du système.

IV.1. DESCRIPTION DU RESEAU

IV.1.1. Ossature du réseau

Nous avons conçu notre réseau en réalisant un réseau mixte : d'une part les mailles permettent d'offrir aux abonnés un meilleur service possible et d'autre part les ramifications permettent d'atteindre les coins où la construction des boucles s'avèrera difficile et inopportune.

En principe, les conduites d'un réseau d'eau potable sont enfouies dans le sol. Cependant, nous avons pris l'hypothèse que la ligne du terrain constitue celle du projet considéré.

IV.1.2. Tracé du réseau-Google Earth

La cartographie du site a été tiré de Google Earth. C'est à base de cette image et quelques descentes sur terrain, que nous avons pu établir le plan des ruelles.

C'est sur la base des plans de ruelles que nous avons proposé un réseau de distribution potable (Voir fig.4.1 et fig. 4.2). Ce réseau qui sera essentiellement composé des conduites de distribution tertiaire desservira la population à partir d'un réservoir de stockage d'eau où l'écoulement sera gravitaire pour distribuer l'eau aux abonnés. Nous avons effectué une campagne des levés topographique à l'aide du GPS Carmin dans les points qui constituent les noeuds de demande ou simplement de tracé. La fiche de ce cette campagne est résumé sur le tableau ci-dessous.

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Fig. 4.1 : Réseau de distribution proposé : Google Earth

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Fig. 4.2 : Réseau de distribution proposé : Ossature

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NOEUD S	ALT. (m)		LATIT. S (°)			LONG. E (°)
N1	464		4.432896			15.306776
N2	461		4.437314			15.306218
N3	467		4.437729			15.306978
N4	457		4.438888			15.305338
N5	467		4.439321			15.30608
N6	456		4.44077			15.30461
N7	463		4.44121			15.30506
N8	463		4.4393			15.30604
N9	469		4.44293			15.30389
N10	466		4.439567			15.306106
N11	468		4.44332			15.30505
N12	468		4.444504			15.304588
N13	466		4.44024			15.30681
N14	463		4.44155			15.30645
N15	464		4.444913			15.306464
N16	449		4.44287			15.30719
N17	459		4.445657			15.306066
N18	457		4.445005			15.304295
N19	439		4.445598			15.308511
N20	435		4.44633			15.308261
N21	433		4.439112			15.311119
N22	432		4.440556			15.309992
N23	430		4.445521			15.309549
N24	421		4.443283			15.309333
N25	423		4.441021			15.310789
N26	426		4.440507			15.311172
N27	428		4.438212			15.311852
N28	422		4.439999			15.313125
N29	427		4.44047			15.31271
N30	419		4.44145			15.31122
N31	411		4.44237			15.31099
NOEUD S		ALT. (m)		LATIT.S (°)	LONG.E (°)
N32		411		4.443224	15.310373
N33		424		4.445833	15.310103
N34		394		4.441882	15.316386
N35		395		4.44247	15.316468
N36		381		4.442689	15.317315
N37		361		4.440028	15.316545
N38		400		4.447877	15.312333
N39		413		4.447504	15.311484
N40		407		4.451745	15.312638
N41		424		4.452231	15.314711
N42		418		4.451797	15.315066
N43		410		4.451274	15.315339
N44		428		4.453314	15.316481
N45		432		4.453553	15.315865
N46		431		4.45389	15.315273
N47		448		4.438444	15.310526
N48		407		4.451702	15.317087
N49		395		4.449409	15.313972
N50		383		4.449868	15.317485
N51		386		4.449579	15.316327
N52		377		4.448873	15.317637
N53		421		4.44324	15.309392
N54		409		4.44271	15.31117
N55		453		4.445093	15.307404
N56		388		4.443529	15.316038
N57		406		4.440416	15.314379
N58		441		4.445335	15.308479
N59		389		4.442149	15.316698
N60		437		4.44551	15.308999
N61		468		4.439635	15.306072

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Tableau n° 4.1 : Tableau des coordonnés géodésiques.

Le réseau compte 62 noeuds dont 4 constituent les bornes fontaines. Ces bornes fontaines sont érigés pour permettre, aux gens vivant aux site de topographie difficile, de se procurer tous de l'eau dans un endroit approprié.

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Notre réseau de distribution comptera également quelques vannes de sectionnement, un surpresseur et quelques vannes de réduction de pression à l'issue des résultats de simulations.

IV.2. EVALUATION DES BESOINS EN EAU

IV.2.1. Enquêtes préliminaires

Une bonne étude de l'alimentation en eau exige la connaissance des différents types d'établissement occupant la zone pour bien évaluer les différentes demandes. COGELOS étant une zone péri-urbaine, nous n'avons pas pu nous empêcher de remarquer qu'il n'existe aucune demande du type industrielle ou économique. Outre les habitations qui sont quasiment majoritaire, Nous avons comptabiliser quelques écoles et centre de santé de petite taille qui constituent la demande sociale sans influence sur la demande globale.

NB : Les églises ici sont des petites communautés avec des infrastructures qui laisse à désirer donc assimilables aux habitations. Il n'existe qu'une seule poste de la police qui est aussi assimilés comme habitation parce qu'il n'influence en aucun cas la consommation journalière de l'ensemble de la zone.

IV.2.2. Evaluation de la consommation

? Projection de la population

Pour estimer la population à desservir dans les années à venir, nous avons projeté la population à des durées de 10 ans et de 20 ans afin de voir de quelle manière la population augmentera à court et à long terme juste après l'alimentation en eau du quartier.

Selon l'Institut National de Statistique (I.N.S), la croissance de la population kinoise suit le modèle géométrique :

?? ?? = ????(?? + ??)??

? L'implantation du RDEP augmentera très rapidement la population à long terme. On peut supposer que ?? = 6% à partir de 2027 si on pense à des nouveaux lotissements qui seront ériger pendant ce temps.

? A court terme c'est-à-dire de 2017 jusqu'à l'implantation du réseau au plus tard 2027, le taux de croissance reste normal et la courbe de croissance de la population conserve sa tendance avec un taux de ?? = 3% (taux de croissance normale en Afrique selon la Banque Mondiale).

Ainsi :

??2017	= 12995 (Selon l'estimation du bureau communale Mont-Ngafula)
??2027	=	12995	* (1 + 0.03)^10= 17465 h??b.
??2047	=	??2027 *	(1 + 0.06)^20= 17465 * (1.06)^20	=	56014 h??b.

? Evaluation de la consommation journalière

Compte tenu de manque des données fiables, les différentes consommations spécifiques ont été obtenues en se basant sur la littérature de l'hydraulique semi-urbaine ; pour

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d'autres, on a établi nos propres hypothèses à partir des types de consommation connues et qui se rapprochent plus ou moins de ces dernières selon notre interprétation.

Les valeurs de consommation spécifique adoptées sont :

? Branchement particulier : 60 l/jour/hab.

? Branchement fontaine : 40 l/jour/hab.

? Ecole : 5l/jour/pers.

? Centre de Santé : 150 l/jour/lit

Etant donné que le débit est directement proportionnel à la population, il parait évident qu'il

soit calculé à l'aide de la formule : Q?? = Q_??(?? + a)^??

DESIGNATION	Année 2017	Année 2027	Année 2047
Population estimée	12995	17465	56014
1. Consommation domestique
1.1 Branchements particuliers
Population desservie	11795	15852	50840.00
Nombre de branchement	700	1250	3040
Consommation spécifique (l/jr/hab)	60	60	60
Consommation totale BP (l/jr)	707700	951120	3050400
1.2 Bornes fontaines
Population desservie	1200	1613	5174
Nombre de BF	4	4	4
Consommation spécifique (l/jr/hab)	40	40	40
Consommation totale BF (l/jr)	48000	64520	206960
Consommation domestique totale (l/jr)	755700	1015640	3257360
2. Edifices publics
2.1 Ecoles primaires et secondaires
Nombre d'écoles	6	-	-
Nombre total d'élèves + personnels	1162	2000	4000
Consommation spécifique (l/jr/hab)	5	5	5
Consommation totale des écoles (l/jr)	5810	10000	20000
2.2 Centre de santé
Nombre de centre de santé	4	-	-
Nombre total des personnes	113	200	320
Consommation spécifique (l/jr/hab)	150	150	150
Consommation totale centre de santé (l/jr)	16950	30000	48000
Consommation édifices publics (l/jr)	22760	40000	68000
Débit total moyen (l/jr)	778460	1055640	3325360
Débit total moyen journ. (m3/jr)	779	1056	3326

Tableau n°4.2 : Evaluation de la demande journalière

IV.2.3. Variation de la consommation

La détermination des pointes de consommation revêt une importance capitale dans le dimensionnement des réseaux de distribution.

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L'un des objectifs de la détermination des pointes de consommation est de voir le comportement global du réseau pendant ces moments. Dans le cas de notre étude où nous utiliserons le logiciel EPANET, cela revient à faire la simulation de longue durée du comportement du réseau. Pour cela il nous faut établir une courbe de modulation dans laquelle les demandes aux noeuds changent périodiquement dans la journée. La durée totale de la simulation est de 24 heures avec des intervalles de temps de 2 heures, les pointes étant de 6 heures à 10 heures du matin et de 16 heures à 20 heures.

0.8

0.6

0.4

0.2

1.4

1.2

0

1

modulation de demande

Fig. 4.3 : Courbe de modulation de demande

La courbe de modulation est un ensemble de multiplicateurs qui sont appliqués à une valeur de base pour lui permettre d'évoluer au cours du temps.

Ainsi on a assigné donc une courbe de modulation à intervalle de temps constant égal à 2 heures à l'ensemble des demandes aux noeuds. Durant cette période la valeur de la demande au noeud ne change pas et reste égale au produit de la demande de base et du multiplicateur assigné à cette période. Le tableau suivant présente les coefficients des différentes périodes de la journée.

Période	0h-2h	2h-4h	4h-6h	6h-8h	8h-10h	10h-12h
coeff.	0.4	0.6	0.8	1.4	1.2	1
Période	12h-14h	14h-16h	16h-18h	18h-20h	20h-22h	22h-00h
coeff.	0.8	0.8	1.2	1.4	0.8	0.6

Tableau n°4.3 : Coefficients multiplicateurs.

Les coefficients reflètent la variation de la consommation selon les heures de la journée.

Pendant la nuit de 22hà 4h l'activité est presque inexistante, la consommation se réduit considérablement et les pointes minimales sont fixées à 40% et 60% de la consommation moyenne.

IV.2.4. Répartition de la consommation

Nous avons utilisé la méthode analytique qui consiste à analyser séparément les différents paramètres conditionnant la demande.

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La prévision est toujours difficile, aléatoire et le fait d'utiliser une méthode analytique pour connaitre la demande à chaque point ne donne pas une garantie totale contre toute insuffisance.

Pour connaître la demande en chaque point, il faut connaître tous les types de consommation qui s'exercent en ce point, (consommation domestique, sociale, etc.), ainsi que les pertes éventuelles dans le réseau.

En effet ces points sont représentés dans notre réseau par les noeuds. La demande en un noeud est obtenue en faisant la somme des apports de consommation des différentes mailles rattachées à ce noeud. Pour les noeuds qui font office des bornes fontaines, nous avons affecter une zone d'influence à ce noeud dont sa superficie donne la population estimée auxquelles on déduit l'apport de consommation. Pour des noeuds de ramification situés dans une maille, nous avons construits des mailles fictives créant ainsi des noeuds fictifs sans demande.

? Consommation dans les mailles.

Dans chaque maille du réseau et/ou à chaque zone d'influence d'un noeud, la consommation totale est estimée à partir des consommations unitaires de chaque type de service donné en fonction du nombre d'habitants ou de la superficie de la zone. Ainsi dans une maille (ou borne fontaine), elle est la somme de ces différentes consommations. Mais pour les zones périurbaines, c'est la consommation domestique qui est dominante.

Le tableau suivant présente donne les caractéristiques et les consommations des différentes composantes des mailles.

Caractéristiques et consommations des mailles

Mailles (et mailles fictives)	Superficies m^2	Nombre d'habitant (en 2047)	Consommation (m3/jr)	Nbre noeuds	Rapport Cons./Nbre noeuds
M1	15 020	601	36.06	3	12.020
M2	18 195	728	43.68	4	10.920
M3	19 453	779	46.74	5	9.348
M4	19 182	768	46.08	3	15.360
M5	24 561	983	58.98	5	11.796
M6	16 430	658	39.48	3	13.160
M7	34 150	1366	81.96	5	16.392
M8	47 095	1884	113.04	3	37.680
M9	16 628	666	39.96	4	9.990
M10	60 283	2412	144.72	5	28.944
M11	55 707	2229	133.74	4	33.435
M12	32 626	1306	78.36	3	26.120
M13	22 270	891	53.46	4	13.365
M14	12 694	508	30.48	4	7.620
M15	36 821	1473	88.38	4	22.095
M16	32 875	1315	78.9	4	19.725
M17	54 642	2186	131.16	8	16.395
M18	32 690	1308	78.48	5	15.696

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M19	65 790	2632	157.92	6	26.320
M20	54 837	2194	131.64	2	65.820
M21	50 859	2035	122.1	4	30.525
M22	44 991	1800	108	4	27.000
M23	57 670	2307	138.42	6	23.070
M24	73 148	2926	175.56	6	29.260
M25	40 356	1615	96.9	4	24.225
M26	37 567	1503	90.18	4	22.545
M27	8 184	328	19.68	3	6.560
M28	33 624	1345	80.7	4	20.175
M29	27 995	1120	67.2	3	22.400
M30	19 251	771	46.26	4	11.565
M31	15 041	602	36.12	4	9.030
Zone 1	53 933	2158	129.48	1	129.480
zone 2	40 794	1632	97.92	1	97.920
Zone 3	55 795	2232	133.92	1	133.920
Zone 4	53 384	2136	128.16	1	128.160

Tableau n° 4.4 : Tableau caractéristiques et consommations aux mailles.

? Demande aux noeuds

La consommation totale calculée pour chaque maille est ensuite répartie équitablement au niveau des noeuds de demande qui entourent la maille. Un noeud demande reçoit l'apport des différentes mailles auxquelles il est connecté. Analogiquement pour les noeuds des conduites des zones d'influence, nous les avons attribués une superficie à laquelle la demande calculée sur cette zone sera repartit équitablement à ces noeuds. Le tableau suivant présente les caractéristiques des noeuds et la demande au niveau de chaque noeud.

Tableau Caractéristiques et demande aux niveau des noeuds : Voir annexe II.1

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35

Fig. 4.4 : Mailles fictives et zones d'influences.

IV.2.5. Calcul des débits de dimensionnement

Le débit de design est le débit représentant les conditions critiques de consommation auxquelles le réseau aura à faire face. Ainsi, il est dimensionné comme étant le

maximum entre le débit horaire maximale ??h?????? , et le débit journalier maximal ?????????? plus le débit d'incendie ????????.

Qdesign = max(Qhmax; Qdmax + Qinc) ? A court terme (2027)

?????????? = ?? ?? * ?????? * ??????????

??h?????? = ?? ?? * ?????? * ????h * ???????? ??'²⁴

K_p = 1.2 (Cas d'un réseau neuf)

Cpj = 1.6

Cph = 2.5 (Localité de 14327 habitants < 50 000 habitants) Qdmoy = 1056 m³/J??????

?????????? = 1.2 * 1.6 * 1056 ? 2028 m³/jour (Qdmax = 0.0235 ^m3/ )

??

?????????? = ??. 2 * 1.6 * 2.5 * 1056 24

/ ? 211.2 m³/heure (Qhmax = 0.0587 ^m3/ )

??

? A long terme (2047)

?????????? = ?? ?? * ?????? * ??????????

??h?????? = ?? ?? * ?????? * ????h * ???????? ??'²⁴

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K_p = 1.35 (Cas d'un réseau moyennement entretenu)

Cpj = 1.6

Cph = 2.5 (Localité de 31 862 habitants <50 000 habitants)

Qdmoy = 3326 ?????????? = 1.35 * ?????????? = ??. 35 *	m^3/???????? 1.6 * 3326 1.6 * 2.5 *	7184.16 m3 (Qdmax 0.08315 m3 / )
		= ?? jour 3326 24 / ? 748.35 m^3/heure (Qhmax = 0.2078m^3/ ) ??

? Débit d'incendie et d'urgence

? La réserve incendie est fonction du débit et de la durée de l'incendie.

Nous avons fixé le débit pour combattre un incendie à 60 ??³/h pour une durée de 2 heures. Nous avons supposé qu'il se produit 5 incendie le même jour ; ce qui représente un volume total de 600 m3.

Q?????? = 600 m³/???????? = 0.0064m³/ ??

? Elle correspond à un volume représentant une fourchette de 6 à 14 heures de la consommation journalière moyenne. Prenons un temps de 10 heures c'est-à-dire qu'en cas de bri de la conduite principale le jour de la consommation maximale et du plus gros incendie, cette réserve pourra alimenter les abonnés.

Q?????? = 10 * Qdmoy/²⁴

Q??????	=	599 m^3/????????	(2027)
Q??????	=	1323 m^3/????????	(2057)

En guise, Qdesign = Qhmax ^puisque Qhmax > Qdmax + Qinc dans tous le cas. Le tableau ci-après illustre le résumé sur les calculs des débits et celui de design.

DESIGNATION
Coefficients de calcul	Année 2017	Année 2027	Année 2047
Coeff. de pointe mensuelle	1.1	1.1	1.1
Coeff. de pointe journalière	1.6	1.6	1.6
Coeff. de pointe horaire	3	2.5	2.5
Coeff. de perte	1.2	1.2	1.35
Débits(m3/jr)
Qdmoy (Débit journ. moy.)	779	1056	3326
Qdmax (Débit journ. Max).	1496	2028	7185
Qinc (reserve Inc)	600	600	600
Qurg (reserve urg.)	325	440	1386
Qdmax+Qinc	2096	2628	7785
Débits(m3/heure)
Qhmax (Débit horaire max.)	187	212	749

Tableau n°4.5 : calculs des débits de design.

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IV.3. SOURCE D'APPROVISIONNEMENT

Le besoin en eau étant défini et le réseau proposé, nous devons également nous assurer de l'existence et de la disponibilité de l'eau afin de satisfaire à la demande de COGELOS & NZENGI. Il sera question, dans ce paragraphe, de faire passer la panoplie de toutes les hypothèses des sources plausibles ; de vérifier, dans la mesure du possible, leur suffisance et leur disponibilité en eau ; et de proposer, le cas échéant, une solution.

IV.3.1. Hypothèse d'alimentation par le réseau alimenté par la Gombele

La station de Gombele reçoit l'eau traitée par l'usine de N'djili par l'entremise de la station de Yolo. La station de Gombele possède donc deux réservoirs bâches de reprise de capacités respectives : 2500 et 2300 m³ ; il faudra signaler déjà que ces réservoirs qui représente une capacité totale de 4800m³ n'ont jamais été complétement remplis pour des raisons qui seront explicités ultérieurement.

La station de Gombele dessert 3 zones avec un débit total refoulé de 17850

m³/jr.

1. Zone de distribution Gombele BP (basse pression)

La zone de distribution de Gombele BP se situe dans la commune de Lemba à l'ouest direct de la zone de distribution de Lemba Sud. L'alimentation se fait par l'intermédiaire de la station de Gombele BP, utilisant la station de Gombele comme bâche de reprise. L'alimentation de la zone se fait donc par refoulement direct, aucun réservoir n'a été construit. L'axe principal de distribution est composé des conduites AC 350 et AC 250 posées en parallèle.

La demande totale brute de la zone s'élevait à 122l/s à 2012 pour un débit moyen pompé, sauf en cas des problèmes, de 5400 m³/jr soit 62.5 l/s pendant 7 heures chaque jour. (Selon REGIDESO CEP-O) donc la zone de distribution Gombele BP est desservie à 51.22% de sa demande.

2. Zone de distribution Gombele MP (moyenne pression)

La zone de distribution Gombele MP se trouve à cheval entre les communes de Selembao, Mont-Ngafula et de Makala. La conduite principale longe la route By-pass, cette dernière menant au réservoir Ngafula 1. L'alimentation se fait par l'intermédiaire de la station de Gombele BP, utilisant la station de Gombele comme bâche de reprise. L'alimentation de la zone se fait donc par refoulement direct, aucun réservoir n'a été construit.

L'axe principal de distribution est composé d'une conduite AC 350.

La demande totale brute de la zone s'élevait à 113l/s à 2012 pour un débit moyen pompé, sauf en cas des problèmes, de 8050 m³/jr soit 72.74 l/s pendant 7 heures chaque jour. Donc la zone de distribution Gombele MP est desservie à 64.37 % de sa demande.

3. Zone de distribution Gombele HP (haute pression)

La zone de distribution Gombele HP est essentiellement composé par l'université de Kinshasa. La conduite principale AC 250 (voir Annexe IV.2) longe la route de Kimwenza.

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L'alimentation se fait par l'intermédiaire de la station de pompage Gombele HP, utilisant le réservoir de Gombele comme bâché de reprise. Signalons ici que le campus dispose d'un réservoirs interne de 1000 m³.

La zone d'alimentation se limite à l'université mais elle est connectée, isolée par une vanne de sectionnement, à la conduite AC 500 réduite 400 puis 350 puis en 250 provenant du réservoir de Ngafula 1 connectée au réseau de l'université.

La demande totale brute de la zone s'élevait à 70 l/s à 2012 pour un débit moyen pompé de, sauf en cas des problèmes, de 4400 m³/jr soit 50.92 l/s Pendant 8 heures chaque jour. Donc la zone de distribution Gombele HP est desservit à 72 % de sa demande.

Ces zones, cités ci-haut, qui s'approvisionnent en eau grâce à la station de Gombele connaissent des sérieuses pénuries d'eau. Citons par exemple : Salongo, Livulu et Mbanza-Lemba. Et d'autres, comme le Campus, dont leurs demandes ne sont jamais satisfaisantes.

A titre d'exemple, en 2014, la demande en eau dans le plateau de l'Unikin et ses environs s'estimait à 7 075,44m³/jour soit 81l/s tandis que Gombele HP lui desservait avec 52 l/jour soit à 64.2 % de sa demande. Donc Gombele HP, est ipso facto, non habilitée à servir dans notre proposition de projet.

Zone de distribution	Demande (l/s) en 2012	Livraison (l/s)	Taux de desserte (%)
Gombele BP	122	62.5	51.22
Gombele MP	113	72.74	64.37
Gombele HP	70	50.92	72
TOTAL	305	186.16	61.03

Tableau n° 4.6 : Taux de desserte station de Gombele

Il faut signaler que la pénurie en eau dans la ville de Kinshasa est un fléau global qui affecte plusieurs quartiers périphériques de la ville de Kinshasa ; tous cela est due, comme nous ne cessons de répéter, à la demande grandissante face à la capacité de production.

Hormis d'autres facteurs, le bon fonctionnement de Gombele est logiquement lié au bon fonctionnement du booster de Yolo, Car ce dernier alimente la station de Gombele ; Et également le bon fonctionnement de Yolo dépend de l'usine de N'djili.

Les données techniques d'exploitation du booster de Yolo révèle des problèmes ci-après :

? Le vieillissement des motopompes de la station qui ne fournissent que 60% du débit de fonctionnement nominal,

? Le temps d'arrêt moyen annuel dû au déclenchement de la SNEL de plus 7h/jour, ? Incapacité de la production maximale à l'Usine de N'djili.

L'Usine de N'djili qui est, actuellement, la plus grande usine du pays alimentant 3/4 de la ville de Kinshasa se trouvent être dans une situation très délicate voyant sa production ne

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parvenant plus à satisfaire à la demande causée par ce l'évolution démographique des dernières décennies.

IV.3.2. Hypothèses d'alimentation par les eaux souterraines

? Estimation du réservoir exploitable

L'étude du réserve permanente et exploitable se fait par des essais géophysique et de pompage. Compte tenu de la carence technologique de la SNHR qui ne possèdent pas ces matériels de pointe et du fait du cout exorbitant pour réaliser lesdits essais, nous avons procédé ici de manière approximative.

Hypothèses :

? Effet de la topographie négligée : horizontalité de la roche compacte ;

? Effet de l'urbanisation négligée : les précipitations sont soit infiltrées, soit ruisselées, ou soit évaporés ;

? Effet des écoulement souterrains négligé : il n'y a pas d'échanges des eaux souterraines.

L'expérimentation réalisées en conditions naturelles dans une période qui s'étale de février à mai 1992 donne les flux journaliers moyens de pluies journalières et leur ratio de recharge dans la colline de Mont-Amba (DEMBO).

Pluie ( moy. journ. mm)	6,84	9,6	1,87	12,25	3,62	6,84
Coefficient de recharge (%)	39,04	22,40	27,27	19,10	51,66	28

Tableau n°4.7 : Flux d'eau et Coefficient de recharge de l'aquifère de Mont-amba.

Le flux moyen calculé est de 1,9 mm/j, pour une pluie journalière de 6,84 mm, soit un ratio de recharge de 0,28. Ainsi, pour une pluviométrie annuelle de 1483,1 mm, la recharge aura été de 415 mm au cours de l'année 1992.

Dans un aquifère libre, le coefficient d'emmagasinement est égal, par approche empirique, à la porosité efficace du matériau constituant l'aquifère ; pour du grès tendre, une valeur extrême peut être de 10% (soit s = 0.1 ).

Le toit du substratum est le grès induré d'Inkisi qui se trouve à quelques 120 m de profondeur au site de NZENGI, ainsi l'épaisseur de l'aquifère saturé sera estimée à celui du de la nappe captive donc à 55 m. Si on admet un rabattement admissible de 25m, nous trouvons :

Hauteur statique	Rabattement admissible	Précipitation (mm/an)	Recharge (mm/an)	Coeff. emmag.	Réserves permanentes	Réserves exploitables	Réserves renouvelables
(m)	(m)			(%)	(m3/km2)	(m3/km2)	(m3/an/km2)
55	25	1483.1	415	10	5 500 000	2 500 000	415 000

Tableau n°4.8 : Estimation des réserves de l'aquifère.

Les eaux souterraines constituent donc la solution admissible à court terme pour alimenter en eau potable COGELOS et NZENGI. Ces derniers devront être alimenter en eau par des forages dont la production devra satisfaire la demande de la population jusqu'à 2030.

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IV.3.3. Hypothèses d'alimentation par le réseau de la Lukaya

Avec sa production de 39 000 m³/jour, l'usine de Lukaya alimentent les zones de distribution Ngafula 1&2 qui se composent de la partie sud de la commune de Ngaliema, le sud de Selembao et de la commune de Mont Ngafula. Voir figure 4.5

A l'heure actuelle, l'hypothèse de la connexion de COGELOS au réseau de Lukaya n'est pas faisable parce que, d'une part il y aurait un déficit de pression du fait que Cogelos est situé à une altitude relativement élevée par rapport au réservoir de Ngafula 1 et d'autre part la possibilité de construire un réservoir couplé d'un surpresseur risquerait de perturber la demande de Mont-Ngafula ainsi que des zones convenablement par desservies par Lukaya.

La Regideso projette de construire une nouvelle usine de production d'eau à Ozone de capacité de 330 000 m³/jour par (3) phases de 110 000 m³/jour.

En effet l'existence de cette nouvelle usine nécessitera la reconfiguration du réseau AEP de Kinshasa-ouest. Pour ce, nous proposons les recommandations ci-après :

? L'usine de Lukaya alimente la zone de distribution de Ngafula 1. Déconnecter la liaison Ngafula 1 et Ngafula 2 et Ngafula 1 et Météo HP2.

? Que Ngafula 2 soit alimenter par Météo HP2

? Extension de la station de Djelo-Binza qui devra être alimentee régulièrement par l'usine d'Ozone.

A long terme, l'hypothèse de l'alimentation de COGELOS serait donc possible à condition que la future usine d'Ozone vient suppléer l'usine de Lukaya suivant les propositions ci-dessus. Dans ce cas Lukaya se consacrerait totalement à Ngafula 1 et Gombele HP.

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Fig. 4.5. Croquis de la reconfiguration du système AEP de Kinshasa-Ouest

PIQUAGE AU RESEAU DE LUKAYA (Débit espéré : 2000 m³/jour)

SOLUTION A LONG TERME

COUPLE AUX FORAGES

SOLUTION A COURT TERME
FORAGE

(Production : 100 m³/h pendant 12h)

RESERVOIR D'EAU

COGELOS & NZENGI
Besoin en eau 2017 : 779 m³/jour)
(Besoin en eau 2027 : 1056 m³/jour)
(Besoin en eau 2047 : 3326 m³/jour)

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Schémas hydraulique du système

Schéma hydraulique du système d'AEP de COGELOS et NZENG

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IV.4. ETUDES TECHNIQUES

IV.4.1. Dimensionnement du réservoir

· . Choix du réservoir

Pour son bon fonctionnement, un réservoir doit être étanche et conçu de manière à éviter les contaminations extérieures.

Dans notre étude nous avons porté notre choix sur le réservoir en béton armé de forme parallélépipédique. Notre choix est porté sur un réservoir rectangulaire parce que le coffrage des parois planes est plus facile à exécuter, par rapport aux parois circulaires, et le ferraillage s'est fait par quadrillage.

Ce choix est motivé par la durabilité su béton. L'eau dite <<potable >> propre à la consommation humaine n'attaque pas le béton puisqu'elle est presque toujours ou franchement alcaline. Il convient seulement que les cuves soient étanches. Pour ce, nous utiliserons 3 procédés :

> L'étanchéité sera obtenue dans la masse du béton avec un dosage (de l'ordre de 400 Kg/m³), une granulométrie et une mise en oeuvre appropriée (exécuter la couverture puis la cuve à l'ombre de celle-ci).

> Enduit au mortier de ciment de 15 à 25 mm d'épaisseur exécuté en deux couches (avec un dosage de 1200Kg/m³ de ciment par m³ ciment).

> Enduit au mortier de ciment incorporé d'hydrofuge et de plastifiant avec de l'eau de gâchage incorporer de produits spéciaux.

· . Emplacement

L'emplacement du réservoir sera fait en fonction de la topographie de notre région d'étude en tenant compte du fait que la desserte sera gravitaire. L'endroit choisis pour la pose du réservoir est situé à une altitude relativement élevée par rapport à la zone à desservir soit à une altitude de 472 m.

· . Données géotechnique : Voir annexe.

· . Dimensionnement hydraulique

La capacité de stockage sur les réseaux de distribution est comprise entre 25% et 50% de la consommation journalière de pointe.

A l'horizon 2047 : Qdmax = 7185 m³/jour

%		Volume de stockage
		(l)	25
1796.25		1796250	35
2514.75		2514750	50
3592.5		3592500

Tableau n° 4.9: Volume possible de stockage du réservoir

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Nous retenons un volume de stockage équivalent à 35% de la consommation journalière maximale donc 2514.75 m³. Ce choix est motivé d'autant plus qu'un réservoir en béton armé économique n'atteint pas le 3000 m³.

? Caractéristiques géométriques

Le volume d'un réservoir parallélépipédique est donné par la formule ci-dessous :

??= ??* ??* ??

Avec L et l respectivement la longueur et la largeur de la base. H la hauteur.

??

Pour une base rectangulaire dont : ?? = ?? * ?? , on obtient :

??=

* ???? * ??

??

??

Partant de cette formule et comme variable la hauteur, nous déduisons les différentes

valeurs possibles de la hauteur et de la longueur.

V (m?)	1796.25			2514.75		Hauteur (m)
Longueur (m)	Largeur (m)		Longueur (m)	Largeur (m)	7
18.497104	13.872828		21.8860686	16.4145515	7.5
17.8699	13.4024252		21.1439511	15.8579633	8
17.302456	12.9768424		20.4725426	15.3544069	8.5
16.785848	12.5893863		19.8612837	14.8959627	9
16.312912	12.2346843		19.3016983	14.4762737	9.5
15.877823	11.9083672		18.7868935	14.0901701	10
15.475788	11.6068407		18.3111988	13.7333991

Tableau n° 4.10: Pré dimensionnement du réservoir Le réservoir possède les dimensions suivantes résumé dans le tableau ci-après :

Matériaux		Réservoir en béton			Volume total
2820		m?		Volume utile
2550		m?		côte de terrain
472		m		côte de radier
472		m		cote surface libre (réservoir rempli)
480.5		m		Hauteur d'eau
8.5		m		Dimensions
Longueur		20	m
		15	m
		9.4	m

Tableau n° 4.11: Dimensions caractéristique du réservoir

45

? Dimensionnement structurel

Il consiste à la détermination des sections de béton et d'armatures pour résister aux différentes actions auxquelles l'ouvrage en place sera soumis.

· Quelques considérations générales

- Du fait que le réservoir à une grande hauteur verticale, notre choix est porté sur un réservoir à nervures orthogonales.

- Une paroi sera constituée de 4 nervures horizontales de 3 m d'entraxe de 3 m et de 5 nervures verticales de 4.95 m d'entraxe.

- La dalle des parois verticales est pré dimensionnée avec une épaisseur de 25 cm (30 cm si l'on tient compte des enduits).

- Les actions à considérer sont : la charge permanente due au poids propre du béton et la charge d'exploitation due à la pression hydrostatique de l'eau.

- La surcharge d'exploitation est négligeable (les escaliers ne s'appuieront sur l'ouvrage).

- Les effets du vent négligeable et l'influence de la variation de la température négligeable à cause de l'inertie thermique de la masse d'eau.

Fig. 4.6 : Entraxe des nervures verticales. Fig. 4.7 : Entraxe des nervures horizontales.

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(a) (b)

Fig. 4.8 : Répartition de la pression hydrostatique sur la paroi.

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· Méthode de calcul

-- La paroi

La paroi est une dalle continue, constituées de panneaux rectangulaires (3m*4.95m) considérés comme encastrés à leur bord. On utilise la Méthode forfaitaire qui consiste à trouver les moments dans les panneaux réels en prenant les moments isostatiques multiplies par des coefficients forfaitaires (voir BAEL 91).

Le dimensionnement organique suit les étapes suivantes :

Cas de panneau de dalle compris entre les axes A et B, 1 et 2.

1. Charges

· Permanente : le poids propre du béton peut être négligé, du fait qu'il n'intervient pas comme action accentuant la flexion du panneau.

· De service : q = 68.5 KN/m² (la moyenne de la pression repartie trapézoïdale ) .

· Ultime : q_u = 1.35 * 68.5 = 92.475KN/m²

2. Sollicitations

1_x= 3m 1_y= 4. 95 m a= i^x= 0.606

y

u_x= 0. 08116 u_y=0.3348.

ELS : Mx,s = u_x* q* l_x² = 50. 034KNm/m My,s = u_y * M_x = 16.755 KNm/m

ELU : Mx,u = u_x * q_u * l_x² = 67.547KNm/m My,u = u_y * M_x = 22.611 KNm/m

Nous considérons ce panneau parce qu'il est le plus chargé. Puisque c'est une travée intermédiaire le coefficient forfaitaire est de 0.85.

ELS : M_x = 0.85 * Mx,s = 42.529 KNm/m M_y = 0.85 * My,s = 14. 242 KNm/m

ELU : M_x = 0.85 * u_x * q_u * l_x² = 57.415 KNm/m M_y = 0.85 * u_y * M_x = 19.22 KNm/m

3. Verification des contraintes tangentielles L'effort tranchant ultime est obtenu sur le premier appui par :

Vu,mCIx =

0. 5* Mx,u+ 0. 75* Mx,u lx / 4

= 112. 513KN/m

Avec d_x = 0.25 - enrobage = 0.235 m (hauteur ultile), b = 1 m

Tu,mCIx =

Vu,max b. d

0.112513 = 0.235

= 0.478 MPa

En se référant au diagramme de vérification des dalles en fissuration préjudiciables (voir BAEL 91), on constate que le point de coordonnées h = 25 cm et Tu,max = 0.478 MPa se trouve dans la zone indiquant qu'il n'y a pas besoin d'armatures transversales dans cette dalle.

47

4. Détermination des armatures longitudinales

· Suivant ????

-- Calcul à ELU

Soit ?? le moment réduit ;

?? =	???? = ????*??????	??. ??* ????	??. ?? * ????. ?????? * ????-?? = ??.?????? * ????		= ??.????????

??= ??.??* ????* (??+ v??- ??* ??) = ??.??????

????

???? = ??* ??????

??.????* ???? ??. ???? * ????. ?????? * ???? = = ??. ?????? * ?????? = ??.?? ??????/

??

?? * ??????

-- Vérification des contraintes à l'ELS

??=	????* ????	????* ????		????* ????.??????* ??.?????? ??. ???????? * (??.?? * ??????) =??.????????

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Pour ?? = 0.577, on trouve dans les tables après interpolation : ??= ??.????????.

Or la contrainte dans le béton e service est :

????= ??* ???? = ??.????????* ??.??* ??????= ??.???? ?????? reste à la valeur admissible qui est de 15MPa.

· Suivant ????

En procédant comme précédemment, on retrouve à l'ELU

???? = ??.?????? ??????/ ??

Les nervures verticales

Les nervures verticales sont calculées comme des poutres continues. Nous avons calculé la nervure verticale la plus chargée, et ce sont ceux qui sont comprises entre les axes 1 et 5, ensuite nous avons uniformiser ces résultats aux autres (Voir dessins et notes de calcul en annexe).

Les nervures horizontales

Les nervures horizontales sont calculées comme des poutres continues. Nous avons calculé la nervure horizontale la plus chargée qui coïncide avec l'axe B, et nous avons uniformiser ces résultats à tous les autres nervures. (Voir dessins et notes de calcul en annexe)

Le radier

Le calcul d'un radier de réservoir rectangulaire est quelque chose d'extrêmement complexe si on veut obtenir les contraintes exactes. La solution exacte est mal connue puisqu'elle dépend théoriquement des conditions de déformation du sol que l'on ignore la plupart de temps. Les contraintes introduites par le radier sur le sol de fondation ne peuvent être qu'approchées d'où l'approximation du problème même.

Nous avons considéré notre radier étant rigide (paroi encastré dans la dalle) et reposant sur un sol moyen (c'est-à-dire pas du type de rocher et pas du type sol très

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compressible). L'utilisation des différentes hypothèses nous autorise à considérer la dalle comme une poutre de bande de largeur unitaire (1m), soumise à un effort de traction N aux extrémités dû à la pression hydrostatique sur les parois, à un moment M1aux extrémités dû à N, le moment M2 due à la réaction des parois verticales encastrées ( de grande inertie) et leurs couvertures sur le radier et le moment M3dû au poids du radier et de l'eau contenue dans le réservoir. Donc une flexion composée. (Voir dessins et notes de calcul en annexe)

NB : En effet, M3 n'est de même sens que M1 et M2, tout au moins au moins théoriquement car, en aussi en pratique, la flèche du radier calculée dû à M3 est toujours plus forte que celle, de signe contraire, introduite par les moments d'extrémités. Le radier ne peut donc se soulever.

? Finalement, le calcule en flexion simple d'un panneau donne une section d'armatures suivant le sens de x (1^er lit) égale 580 ????² / ( 6HA12) et

??

suivant le sens de y (2^ème lit) de 194.32mm2/ (8HA6).

m

NB : On doit s'assurer qu'est bel et bien placée sur la fibre tendue des zones d'appui ou de rencontre de deux panneaux. Cette section se prolongera avec une longueur de recouvrement qui respecte les règles de l'art.

? Pour les nervures horizontales, après calculs en flexion simple due à la pression hydrostatique puis à son poids propre, auront une section d'armatures égale à 3333 mm² (9HA22).

? Pour les nervures verticales, après calcul en flexion simple due à la pression hydrostatique de l'eau puis à la résistance à la compression du volume de béton de sa surface d'influence, auront une section d'armatures égale à 2079 mm² (7HA20).

? Pour le radier, avec un épaisseur de 600 mm, le calcul en flexion simple et à la traction donne une section d'armatures égale à 1979.49 mm² (8HA18) selon le sens de x et 4422.13 mm² /m (8HA28) par unité de largeur du radier selon le sens de y.

NB : voir les notes de calcul en annexe.

IV.4.2. Pré dimensionnement de conduites de distribution

Un pré-dimensionnement du réseau de distribution est fait en se donnant les valeurs de diamètre des conduites disponibles dans le marché (Voir annexe). Toutes les conduites de distribution sont en polyéthylène à haute densité (PEHD) ; ce choix se justifie du fait que les conduites en PEHD ont une grande souplesse, une grande adaptabilité au sol et une grande résistance au choc. Elles sont inertes chimiquement et ne se corrodent pas.

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CONDUITE	Noeud Am.	Noeud Av.	L (m)	D (mm)	CONDUITE		Noeud Am.		Noeud Av.		L (m)		D (mm)
C1	N1	N2	210	75	C38	N54		N59		789		75
	N2	N3	96	100	C39	N23		N24		291		75
C3	N2	N4	200	100	C40	N24		N53		8		75
C4	N4	N5	96	75	C41	N25		N53		292		75
C5	N3	N5	204	100	C42	N25		N26		71		75
C6	N5	N8	5	100	C43	N21		N29		233		200
C7	N7	N8	239	200	C44	N32		N53		113		75
C8	N6	N7	70	75	C45	N27		N28		244		75
C9	N4	N6	222	100	C46	N29		N30		192		100
C10	N8	N61	20	200	C47	N30		N31		149		100
C11	N6	N9	295	100	C48	N31		N32		117		100
C12	Res	N61	10	250	C49	N32		N33		295		100
C13	N20	N40	687	75	C50	N38		N54		595		75
C14	N7	N9	232	200	C51	N34		N57		400		75
C15	N10	N11	380	75	C52	N34		N59		40		75
C16	N10	N61	35	200	C53	N36		N37		398		75
C17	N9	N12	283	200	C54	N34		N35		66		75
C18	N10	N13	108	200	C55	N28		N35		462		200
C19	N13	N14	151	100	C56	N28		N29		70		200
0	N12	N14	413	75	C57	N30		N35		667		75
1	N19	N60	47	200	C58	N36		N56		385		75
2	N14	N15	376	100	C59	N38		N49		250		75
3	N12	N15	213	200	C60	N36		N59		96		75
4	N13	N16	372	200	C61	N51		N49		273		75
5	N15	N19	240	200	C62	N51		N52		165		75
6	N15	N17	94	75	C63	N50		N51		133		75
7	N17	N18	210	75	C64	N48		N49		430		75
8	N17	N20	254	75	C65	N38		N43		544		75
9	N19	N20	86	75	C66	N39		N42		646		75
C30	N16	N55	250	75	C67	N41		N60		990		100
C31	N31	N54	43	100	C68	N41		N60		906		200
C32	N21	N47	93	100	C69	N42		N43		66		200
C33	N16	N47	696	100	C70	N41		N42		62		200
C34	N21	N22	198	200	C71	N43		N44		260		75
C35	N16	N22	363	200	C72	N42		N45		214		75
C36	N24	N58	312	75	C73	N41		N46		195		75
C37	N22	N25	103	75

Tableau n° 4.12 : Pré-dimensionnement des conduites de distribution

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50

NB : Nous avons utilisé Google Earth pour mesurer la distance entre les noeuds ; cependant connaissant les coordonnées géodésiques des points faisant office (A et B par exemple) des noeuds, la longueur entre des 2 noeuds peut être calculé par la formule suivante :

L=JXAB2+YAB2

· XAB = (aItA+??ItB ₂+ R) * Cos (LatB) * Sin(LongB - LongA)

· YAB = (aItA+aItB ₂+ R) * Sin(LatB - LatA)
Avec R = 6 380 000 m (Rayon de la Terre)

IV.4.3. Dimensionnement des forages

v Choix d'implantation des futurs forages et débit de prise

D'une manière générale, le choix d'implantation des forages se base sur deux méthodes à savoir la méthode directe et la méthode indirecte suivant trois critères principaux à savoir :

> Le critère environnemental qui consiste à repérer des sources et des rivières qui se trouvent dans la région d'étude à partir des cordonnés GPS du site choisi à cet effet et remonter à l'amont puis se positionner à un point de cet espace qui est accessible pour l'implantions du futur forage ;

> Le critère géophysique qui consiste à faire l'exploration et l'exploitation de la ressource en eau pour déterminer le comportement hydrodynamique des principaux aquifères d'un milieu ;

> Le critère photo- interprétation qui permet de vérifier et d'approfondir les données fournies par les documents préliminaires et d'orienter les investigations en fonction des résultats escomptés. Ce travail est complété par la photo-interprétation qui peut être effectuée sur le site en utilisant la photographie aérienne et l'image satellite.

Pour ce cas précis, faute de moyens matériels et financiers, nous avons fait recours aux critères environnementaux. Nous avons repéré une source à NZENGI qui donne naissance à un ruisseau (Bimunka). Cette source situé dans un endroit d'altitude relativement faible amoindrira aussi bien la profondeur de forage que des travaux à réaliser.

Le lieu d'implantation de ces forages a été choisi à des endroits où nous avons estimé qu'il n'y a pas de menaces d'érosion, et où l'installation des ateliers de forage serait plus facile.

v Détermination du nombre des forages

B_t

Le nombre de forage est déterminé de manière que ses productions satisfassent à la consommation moyenne journalière à l'horizon 2027.

N-f Qf

N1= nombre de forages ;

Bt besoin total en m3/jour (Qdmoy = 1056 m³/jour à 2027); Q1 = Production journalière d'un forage en m³/jour.

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Pour notre étude, nous avons fixé forfaitairement Q f = ?????? ???? /jo??r _ ????????

??f ?????? = ??.???? Donc nous aurons besoin de réaliser 4 forages qui auraient un
débit moyen autour de 25 m³/h et qui fonctionneraient pendant 12 heures par jour. ? Détermination de l'entre-distance entre les puits de forage

Les puits devront être implantés de manière à ce que leur rayons d'actions (zone à l'intérieur de laquelle l'influence du pompage se manifeste) mutuelles s'interfèrent pas les unes aux autres. En effet, cette situation risquerait de faire perdre aux forages leur efficacité dans le temps et il y aurait des problèmes des débits de pompages.

Selon la granulométrie (Voir Annexe IV.3) , les sols est sablonneux 17 = i = 44 % et d10 = 0.08 ???? et C?? < 2 ; d'après HAZEN, la perméabilité peut être approché par : ?? = 100 * d10

2 = 0.00064 ??/s.

SCHARDT propose : R = 300(?? - h)v?? ; R = 300(79 - 62)v0.00064 = 129 ??

En régime non permanent : R = 1.5v??.??.??

?? = 1.5v0.00064*79*43200 = 110.84 ??

0.4

En comparant la formule Dupuit et l'approximation de Jacob, on exprime le rayon d'action d'un puit en fonction du temps de pompage ; on en tire :

R = 1.5vT.??/_?S

t : 12 heures soit 43200 sec (temps de pompage)

T/ = 0.74 (d'après les essais de puit de CNPP, T = 7.2 * 10^-4 ??²/s; S = 9.7 * 10^-4 ) S

R = 1.5v0.74 * 43200 = 268 ??

R = max(R₁, R₂, R₃) = ?????? ??

Désignation	Altitude	Longitude	Latitude
		E (°)	N (°)
	(m)
F??	363	15.3192	4.44882
F??	349	15.3187	4.4465
F??	359	15.3166	4.44799
F??	356	15.3146	4.44828

Tableau n° 4.13 : Localisation des lieux de forage

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? Paramètres des futurs forages et équipement

Ce dimensionnement permet de connaître les paramètres ci- dessous :

? Détermination du niveau statique : pour déterminer le niveau statique dans notre cas nous nous sommes basés sur les données des forages existants sur la Colline de Mont-amba. (Voir Annexe IV.4 et d'autres mémoires) il sera égal à la différence entre l'altitude du sol au point d'implantation et la cote du niveau statique.

? Détermination de l'altitude du niveau dynamique : ce point a consisté de prendre en compte l'altitude du niveau statique et la différence du niveau du rabattement. Pour ce qui est du rabattement nous avons considéré le rabattement le plus grand des forages se trouvant dans la zone de Mont-amba qui est de 17m.

? Détermination de la Hauteur Statique : elle a consisté de faire la différence entre la profondeur du forage et le niveau statique.

? L'altitude de la profondeur du forage : c'est l'altitude au niveau de la chambre de pompage.

Ainsi nous avons fait nos calculs en suivant la logique ci-dessous :

- Pour le Forage ???? :

· La profondeur de forage est de 100 m

· Détermination du niveau statique

???? = 346.87(Forage de Mbanza-Lemba)

???? = 338.26 (Forage de CNPP)

???? = 346.8 (Forage de la faculté Polytechnique)

???? = 336.5 (Source de Kemi)

??_??mo yen = 342 m

D'où N ?? = ??lt ??₁ - ??_??moyen= 363 - 342 = 21m

· Détermination de la hauteur statique : H?? =Profondeur forage - Niveau statique = 100m - 21m = 79 m

· Détermination de la hauteur du niveau dynamique : Nd= Hauteur statique - Le rabattement = 79m - 17m = 62m

· Détermination de l'altitude de l'immersion du GMP Alt imm GMP = Alt Nd - le terme d'immersion= 363-(21+17)-20=305m

· Hauteur immersion GMP

H imm = alt forage - alt immersion ?????? = 363 - 305 = 58m

En suivant la même logique pour tous les autres forages, nous obtenons les résultats tel qu'indiqué dans le tableau ci-dessous :

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Paramètres		F1	F2	F3		F4	Alt au SOL
m	363	349	359	356		Profondeur FORAGE
m	100	105	110	115		Niveau Statique
m	21	7	17	14		Alt Niveau Statique
m	342	342	342	342		Hauteur Statique
m	79	98	93	101		Rabattement
m	17	17	17	17		Niveau dynamique
m	38	24	34	31		Alt Niveau dynamique
m	325	325	325	325		Terme d'immersion
m	20	20	25	25		Alt imm GMP
m	305	305	300	300		Hauteur Imm GMP
m	58	44	59	56

Tableau n° 4.14. : paramètres des futurs forages

Notons que le terme d'immersion est la différence de l'altitude du niveau dynamique et celle de la chambre de pompage. Il est pris forfaitairement 20 ou 25 m dans notre cas.

Fig. 4.9 : Coupe prévisionnelle des futurs forages (illustratifs)

IV.4.4. Pré-dimensionnement des conduites de refoulement

La conduite de refoulement pré dimensionnée est composée de deux types de matériaux à savoir la fonte ductile et le polyéthylène à haute densité. La fonte ductile est utilisée, pour notre cas, à l'acheminement de l'eau des postes de forage jusqu'à la connexion à la conduite en PEHD. Ce choix est justifié par les grandes pressions existantes qui sont dues au GMP. La conduite en PEHD longue 2640 m achemine les eaux des 4 forages au niveau du réservoir de stockage d'eau. (Voir Annexe IV.7)

54

Conduite	Amont	Aval	1 (m)	DN (mm)		Matériel	T1
P1	P2	128	150	PEHD		T2
P2	P3	96	250	PEHD		T3
P3	P4	59	250	PEHD		T4
P4	P5	48	250	PEHD		T5
P5	P6	93	250	PEHD		T6
F1	E.H-1	3	100	F.D		T7
E.H-1	P1	89	100	F.D		T8
F2	E.H-2	3	100	F.D		T9
E.H-2	P2	121	100	F.D		T10
F3	E.H-3	3	100	F.D		T11
E.H-3	P5	58	100	F.D		T12
F4	E.H-4	3	100	F.D		T13
E.H-4	P9	146	100	F.D		T14
P6	P7	53	250	PEHD		T15
P7	P8	133	250	PEHD		T16
P8	P9	132	250	PEHD		T17
P9	P10	83	250	PEHD		T18
P10	P11	45	250	PEHD

Conduite	Amont	Aval	1 (m)	DN (mm)		Matériel	T19
P11	P12	90	250	PEHD		T20
P12	P13	70	250	PEHD		T21
P13	P14	42	250	PEHD		T22
P14	P15	113	250	PEHD		T23
P15	P16	138	250	PEHD		T24
P16	P17	43	250	PEHD		T25
P17	P18	67	250	PEHD		T26
P18	P19	249	250	PEHD		T27
P19	P20	24	250	PEHD		T28
P20	P21	297	250	PEHD		T29
P21	P22	51	250	PEHD		T30
P22	P23	120	250	PEHD		T31
P23	P24	24	250	PEHD		T32
P24	P25	46	250	PEHD		T33
P25	P26	40	250	PEHD		T34
P26	P27	319	250	PEHD		T35
P27	P28	37	250	PEHD		T36
P28	P29	32	200	F.D

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Tableau n° 4.15 : pré-dimensionnement canalisation de refoulement

POINTS	Altitude (m)	POINTS		Altitude (m)	P1
366	P16	434		P2
364	P17	437		P3
365	P18	440		P4
367	P19	462		P5
369	P20	463		P6
376	P21	464		P7
378	P22	467		P8
387	P23	471		P9
391	P24	472		P10
396	P25	472		P11
400	P26	471		P12
402	P27	466		P13
398	P28	472		P14
406	P29	480		P15
418

Tableau n°4.16 : Point de Tracé de la canalisation

La figure de l'annexe IV.6 illustre le profil longitudinal du tracé de la conduite de refoulement.

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55

? Conduite de piquage

D'après notre proposition du paragraphe 4.3.3 concernant la consécration de la production de l'usine de Lukaya à la partie sud-ouest de Kinshasa ; A long terme, on devra connecter une conduite d'acier DN 250 mm à la conduite longeant la route de Kindele. Cette conduite apportera l'eau au niveau du réservoir de stockage afin d'être distribuer gravitaire ment aux abonnés. (Voir Annexe IV.7)

Conduite	Point de départ	Point d'arrivé	Longueur (m)	DN (mm)		Matériel	U1
Q1	Q2	30	250	Acier		U2
Q2	Q3	60	250	Acier		U3
Q3	Q4	41	250	Acier		U4
Q4	Q5	122	250	Acier		U5
Q5	Q6	369	250	Acier		U6
Q6	Q7	70	250	Acier		U7
Q7	Q8	39	250	Acier		U8
Q8	Q9	100	250	Acier		U9
Q9	Q10	90	250	Acier		U10
Q10	Q11	198	250	Acier		U11
Q11	Q12	31	250	Acier

Tableau n°4.17 : Dimensions conduite secondaire de connexion

IV.4.5. Choix des groupes motopompes immergées

Pour choisir les pompes immergées à utiliser, nous devons calculer la hauteur manométrique (HMT) totale qu'une pompe (F1 à l'occurrence) fonctionnant en solitaire doit développer ; c'est-à-dire l'énergie sous forme de pression exprimée en mètre de colonne d'eau qu'il faut dépenser pour élever la masse d'eau pompé au réservoir. Connaissant cette HMT et le débit de pompage voulu, nous entrerons dans le catalogue d'un constructeur afin de déterminer le type de pompe correspondant.

? HMT = Hgéom + E dH + E dHs

E LH_s(Q) = 0.1E LHf(Q) (Hypothèse : la perte de charge locale vaut 10% de la perte de charge linéaire)

HMT = Hgéom + 1.1 I dH f

? Hgéom= Hgasp + OH + Hr ( m)

Où Hgasp : hauteur géométrique à l'aspiration = Niveau dynamique + (5 m) de sécurité

= 38m +5m = 43m

OH : Différence de niveau entre la cote du réservoir et la cote du forage OH = 472m - 363m =109m

Hr : hauteur d'élévation de la conduite T35 = 8 m (réservoir posé au sol)

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56

D'où Hgéom = 43m+109m+8m = 160 m

? ??????= 1??.??????? ??1.??????

C1.??????D??.????1 * L

Tronçon	L (m)	D (m)	CHW		Hf	T36
8	0.2	140	22.99*Q1.852		T35 à T14
2216	0.25	150	1889.78*Q1.852		T5 et T2
296	0.25	150	252.42*Q1.852		T1
128	0.15	150	1314.24*Q1.852		T6, T7 et Ta
150	0.1	140	12612.16*Q1.852		Somme :
16091.59*Q1.852

Tableau n°4.18 : Calcul des pertes des charges linéaires de la conduite de refoulement

??????	=	1??????1.???? * ??1.??????					??????
=	????é????+ 1.1 ? ??????					??????
=	160 + 1.1 * 16091.59 * ??1.852					??????
=	160 + 17700.749 * ??1.852 (??)	????	??	(^??3)
=	1???? + ??.????????????* ??1.?????? (??)	????	??	(????? ?)

HMT

165

164

163

162

161

160

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55

Q

Fig. 4.10: Courbe évolution HMT de F1 en fonction de Q

? Pour un débit de Q=25m³/h (débit de pompage voulu),

HMT = 160 + 0.004589 * 251.852 =161.78m.

? En choisissant la gamme des pompes immergées du constructeur GROUNDFUS (voir annexe IV.5) et pour Q=25 m³/h, H=161.78m et N=50Hz comme des inputs dans le graphique de plage de performance (Voir figure n°4.4) ; il ressort clairement que c'est

57

la pompe du type SP30 modèle : 18MS6 qui convient le mieux pour le cas de nos forages (voir annexe IV.5 pour d'autres détails technique).

250

200

Hp

150

100

50

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45

Q

Fig. 4.11 : Courbe caractéristique de la pompe SP30-18MS6

IV.4.6. SOURCE D'ENERGIE SECONDAIRE

? Détermination de la puissance du moteur des pompes

Dans le paragraphe qui suit, nous déterminons la puissance électrique nécessaire au fonctionnement des pompes, et ce, en fonction du débit et de la hauteur manométrique totale calculée.

? Puissance Hydraulique : ??h = ??.??

366.?? [KW]

??= débit [??³/h]

??= hauteur manométrique totale [??]

??= le rendement de la pompe entre 0.65-0.85, valeur moyenne est 0.75.

? Pour F1, ??= 25 ??³/h et ?????? = 162 ?? avec la puissance hydraulique est :

25.162

??h = = 14.75 KW

366.0.75

? La puissance du moteur électrique est supérieure de 20% de l'hydraulique.

??????t	=	1.20 *		??h [KW].	??????t
=	1.20 *	14.75 = 17.7 [KW]

On choisit la puissance normalisée dans le catalogue du constructeur GROUNDFUS ; c'est la puissance supérieur la plus proche de la puissance calculée.

???? = 18.5 [KW]

? Partant de la puissance hydraulique, nous cherchons l'intensité absorbée par le groupe motopompe sachant que la puissance électrique est donnée par l'expression :

? ??= ??.??.v3. ????????

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58

? ?? = U.V3.???????? ; ???????? = 0.8 Facteur de puissance et U = 380 ??.

??

= 34 A

14.75

380.V3.0.8

?? =

? Dimensionnement des groupes électrogènes des futurs forages Dans cette étude, nous nous faisons une première hypothèse de recours à l'énergie thermique à savoir le groupe électrogène, qui sera à la rescousse de la SNEL, en cas de coupure du courant.

Le dimensionnement d'un groupe électrogène pour alimenter un moteur électrique est fonction du mode de démarrage de ce dernier. Dans notre cas, nous optons pour le mode de démarrage étoile-triangle qui allège les contraintes lors du démarrage.

??'????

? La puissance du groupe électrogène ??GE est : ??GE = ??*???????? [????A]

??^'GE = 2.25 * ??N [KW].

??^'GE = 2.25 * 18.5 = 46.25 [KW]. (Puissance qui devra être disponible sur

l'arbre)

Enfin pour ??N=18.5 KW, ?? = 0.89 et ???????? = 0.86.

D'où :

46.25

??GE = = 60.43 ????A (??GE = 80 ????A, valeur normalisée)

0.89*0.86

Pour tous les autres forages les procèdes de calcul sont les mêmes et cela nous donne :

Caractéristique	F1	F2	F3		F4	Moteur Electrique
	Puissance Hydraulique (KW)
14.75	16.03	15.12	15.39		Puissance normalisée (KW)
18.5	22	18.5	18.5		Tension (V)
380	380	380	380		Fréquence (Hz)
50 50	50		50		Mode de démarrage
Etoile-Triangle (Y-A)	Etoile-Triangle (Y-A)	Etoile- Triangle (Y-A)	Etoile- Triangle (Y-A)		Groupe Electrogène
	Puissance calculée (KVA)
60.43	71.86	60.43	60.43		Puissance normalisée (KVA)
80	80	80	80		Tension (V)
380	380	380	380		Fréquence (Hz)
50	50	50	50

Tableau n°4.19 : Tableau récapitulatifs caractéristiques moteurs et groupes électrogènes

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59

? Dimensionnement des installations de pompage photovoltaïque L'utilisation des générateurs photovoltaïques comme source d'énergie peut, également, représenter une alternative en cas de coupure de courant. De ce fait, nous nous faisons l'hypothèse que l'énergie de pompage est solaire, nous tachons de dimensionner ces installations ensuite nous dresserons un tableau comparatif par rapport avec ceux des groupes électrogènes.

1. Les composants d'un système de pompage PV

Un système de pompage solaire est généralement constitué de :

· Le champ photovoltaïque (Ensemble des modules PV)

· La partie stockage (batteries accumulateurs)

· Appareillage de commande électronique : contrôle et de conversion (régulateur et Onduleur).

2. Paramètres de dimensionnement

Les différents paramètres entrant en jeu pour dimensionner une installation de pompage photovoltaïque sont :

Q : Volume d'eau pompé [m³/jour].

H : Hauteur manométrique totale [m].

Eh : Energie hydraulique [Wh/jour].

E_e : Energie électrique [Wh/jour].

q_MP : Rendement du groupe motopompe.

q₀ : Rendement de l'onduleur.

q_g : Rendement du générateur à la température de référence.

q_pv : Rendement moyen journalier du générateur dans les conditions d'exploitation.

A : Surface active du générateur [m²].

G : Eclairement dans les conditions standard de mesure (CSM) [W/m²]

Gd_m(P) : Irradiation moyenne journalière incidente sur le plan des modules à l'inclinaison â[KWh/m²/jour].

F_m : Facteur de couplage, défini comme le rapport entre l'énergie électrique générée sous les conditions d'exploitation et l'énergie électrique qui se générerait si le système travaillait au point de puissance maximum.

y: Coefficient de température des cellules.

T_c : Température moyenne journalière des cellules aux heures

d'ensoleillement[°C].

Tc,ref : Température des cellules dans les CSM [°C].

Pc : Puissance crête du générateur [W].

Pm : Puissance du module (ou panneau) PV [W].

60

3. Dimensionnement des générateurs photovoltaïques

? La puissance de sortie d'un générateur photovoltaïque sous les conditions standards de mesure, CSM, (éclairement ?? = 100??/??² et température de cellule ????,?????? = 25°??) est :

????= ????* ??* ?? (1)

? ???? = ??????* ??* ??????(??) (2) ;

A Kinshasa : ??????(??) = 4000??h/??²/???????? (??=15° angle d'auto-curage du module)

? ????? = ???? * [1 - ? * (???? - ????,??????)] * ??? (3)

? = 0,004 à 0.005/°C pour des modules au silicium mono et polycristallin.

????= 35°C ; ??_??=0.8 .

? ?? = ??h (4)

??

??????*????

En égalant ?? de (1 et (2) ; et en substituant (3) et (4); nous obtenons pour la puissance crête du générateur :

??

???? = ???? * [1 - ? * (???? - ????,??????)] * ??????(??) *

??h

?????? * ????

??????=⁰.⁷⁵ ; ????= 0.8

? Le nombre total de modules ???? constituant le générateur PV est calculé par la formule suivante :

????

???? =

????

Correction de la puissance crête : les nombres de modules (en séries et/ou en parallèles) calculés ne sont pas des entiers ; il faut donc les arrondir pour trouver la nouvelle puissance corrigée.

Pour le cas de F1 :

100 1000 * 9.81 * 300 * 162

???? =		*			= 72607 ??

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72607

?

= 15.17?16

Choix du panneau : ??_??=285W (U =31.3 V )? ????== 254.76?255 285

?

=

Nombre de panneau en série : ??????=

?????????????? ??????????.??????/??? 380/0.8

?? 31.3

???? 255

? Nombre de panneau en parallèle : ??????=?????? = 16 = 15.93?16

? Nombre de panneau corrigé : ????= ?????? * ?????? = 16 * 16 = 25

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Caractéristique	F1	F2	F3	F4
Générateur PV
Puissance crête corrigé (KW)	72960	77520	72960	77520
Puissance du panneau (W)	285	285	285	285
Tension (V)	31.3	31.3	31.3	31.3
Intensité (A)	9.2	9.2	9.2	9.2
Surface (m2)	1.87	1.87	1.87	1.87
Nbre de panneau en série	16	16	16	16
Nbre de panneau parallèle	16	17	16	17
Nbres de panneaux corrigé	256	272	256	272
Tension (V)	500.8	500.8	500.8	500.8
Intensité (A)	147.2	156.4	147.2	156.4
Surface totale (m2)	478.72	508.64	478.72	508.64

Tableau n°4.20 : résumé caractéristiques générateurs PV 4. Choix de la source secondaire

Malgré les différents avantages que peut fournir ces générateurs photovoltaïques dans cet avant-projet, dont nous citons :

· L'utilisation d'une source propre et renouvelable.

· Ne demande pas d'autres couts supplémentaires (carburant).

· Absence des émissions des gaz à effet de serre.

· Aucune nuisance sonore.

Il y a lieu de, notamment, de signaler plusieurs points qui nous amène à laisser tomber les pompages solaires photovoltaïque et de ne considérer que les groupes électrogènes comme source secondaire pour l'entrainement des différents groupes motopompes des forages. Parmi ces désavantages, nous citons :

· Au total, Il nous faut un nombre important des panneaux, soit 1088 panneaux de 285 W (10 fois plus couteux que 4 groupes électrogènes) couvrant une surface de 1975 m2 (surface équivalant à 1/5^ème d'un terrain de football professionnel).

· Les installations doivent demander un terrain 0.2 hectares non loin du site de forage, ce qui n'est pas évident ; soit procéder à l'expropriation des terrains qui demande un cout inopportun pour une source d'énergie secondaire.

· Ces installations encombrant demanderont des techniciens pour assurer la maintenance préventive et curative enfin de bien entretenir ces installations et diminuer la défaillance des différentes pièces.

· Demande des batteries avec une grande capacité totale estimée en 240 KAh. (Voir devis quantitatif).

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IV.5. SIMULATION NUMERIQUE ET DISCUSSION DES RESULTATS

IV.5.1. Présentation du logiciel EPANET

EPANET est un logiciel de simulation du comportement hydraulique et qualitatif de l'eau sur de longues durées dans les réseaux sous pression.

Ce logiciel, développé par l'U.S.E.P.A (United States Environnemental Protection Agency), se distribue gratuitement et est largement utilisé dans le monde entier grâce à :

? Ses algorithmes de calcul les plus avancés

? Son interface graphique conviviale et intuitive (voir figure n°4.6) ? Aux possibilités de relations avec d'autres logiciels d'application

EPANET calcule le débit dans chaque tuyau, la pression à chaque noeud, le niveau de l'eau dans les réservoirs, et la concentration en substances chimiques dans les différentes parties du réseau, au cours d'une durée de simulation divisée en plusieurs étapes. Le logiciel est également capable de calculer les temps de séjour et de suivre l'origine de l'eau.

Figure n° 4.12 : Présentation de l'interface EPANET

IV.5.2. Méthode de calcul EPANET

La méthode utilisée par EPANET pour calculer les équations de perte de charge et de conservation de masse, qui caractérisent l'état hydraulique du réseau à un instant donné, peut être décrite par le nom « approche hybride de noeud-circuit » (en anglais : hybridée node-loop approach). Todini et Pilati (1987) et plus tard Salgado et al. (1988) l'ont appelé « la méthode du Gradient » (Gradient Method).

La seule différence entre ces différentes méthodes est la manière dont les débits à travers les arcs sont mis à jour après que le logiciel a trouvé une nouvelle solution pour la charge aux noeuds. Comme l'approche de Todini est la plus simple, elle a été retenue pour être appliquée dans EPANET.

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Supposons que nous ayons un réseau de tuyaux avec N noeuds de demande et NF noeuds à hauteur fixe (bâches et réservoirs). La relation entre le débit et la perte de charge dans un tuyau entre les noeuds i et j est donnée par la formule :

???? - ???? = ?????? = ?????????? + ?????????? (??)

?? est la charge au noeud, h la perte de charge, ?? le coefficient de résistance, ?? le débit, ?? l'exposant du débit, et ?? le coefficient de pertes singulières.

Pour les pompes, la perte de charge (valeur négative du gain de charge) peut être calculée avec une formule de la forme suivante :

?????? = -????(???? - ??(??????/??)??)

Dans laquelle h est la charge de la pompe à débit nul, ?? est la vitesse relative à la valeur nominale, et ?? et ?? sont des coefficients de la courbe caractéristique.

La deuxième série d'équations à résoudre est celle de la conservation de la masse :

? ?????? ??

- ???? = ?? ???????? ?? = ??........ ?? (??)

Dans laquelle ???? est la demande au noeud ??. Par convention, le flux qui arrive dans un noeud est positif. Pour une série de charges piézométriques aux conditions aux limites, il faut chercher une solution pour toutes les charges ???? et tous les débits ?????? qui répondent aux équations (1) et (2).

La méthode du Gradient commence par une estimation initiale des débits dans chaque tuyau, qui peut ou non répondre à l'équation de conservation de la masse. A chaque itération la méthode, les nouvelles charges aux noeuds sont obtenues en résolvant l'équation matricielle suivante :

????= ?? (??)

Dans laquelle A est une matrice Jacobienne (NxN), H est un vecteur (Nx1) représentant les charges inconnues aux noeuds et Fun vecteur (Nx1) contenant les termes du côté droit.

Les éléments diagonaux de la matrice Jacobienne sont :

?????? = ? ??????

??

Tandis que les éléments non-nuls, qui ne se trouvent pas sur la diagonale s'expriment de la manière suivante :

?????? = -??????

Avec ?????? l'inverse de la dérivée de la perte de charge dans l'arc entre les noeuds ?? et ??, en respectant le débit. Pour les tuyaux,

??

?????? = ????|??????|??-?? + ????|??????|

Tandis que pour les pompes :

??

?? ???? = ????????(??????/??)??-??

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64

Tous les termes du côté droit sont dus au déséquilibre de flux en un noeud et à un facteur de correction :

????= (??????? - ????) + ? ??????+ ? ??????????

?? ?? ??

Le dernier terme de l'expression s'applique à tous les arcs qui relient le noeud à un noeud de hauteur fixe f. Le facteur de correction ?????? s'exprime ainsi :

?????? = ?????? (??|??????|??-?? + ??|?????? |??) ??????(??????)

Pour les tuyaux, avec sgn(x) égal à 1 si x > 0 et sinon à -1, et :

?????? = -?????????? (????+ ??(??????/ ??)??)

Pour les pompes. _(??????est toujours positif pour les pompes.) après avoir trouvé les nouvelles charges en résolvant les équations (3), les nouveaux débits s'obtiennent en résolvant l'équation suivante :

?????? = ?????? - (?????? - ??????(???? - ????)) (4)

Si la somme des variations absolues de débits dans tous les arcs, divisée par la somme de tous les débits dans tous les arcs est supérieure à la tolérance préétablie (par exemple, 0,001), les équations (3) et (4) sont recalculées. La formule (4) trouve toujours un équilibre de flux après la première itération.

IV.5.3. Paramètres d'entrée de la simulation du réseau

EPANET modélise un système de distribution d'eau comme un ensemble d'arcs reliés à des noeuds. Les arcs représentent des tuyaux, des pompes et des vannes de contrôle et les noeuds représentent des noeuds de demande, des réservoirs et des bâches.

> Les noeuds de demande

Les noeuds de demande sont des points du réseau où les arcs se rejoignent. Ce sont des points d'entrée ou de sortie d'eau et peuvent également ne pas avoir de débit. Les données d'entrée minimales exigées pour les noeuds de demande sont :

· L'altitude du noeud

· La demande en eau (qui peut varier dans le temps)

Les résultats calculés aux noeuds de demande, à chacun des intervalles de temps d'une simulation sont :

· La charge hydraulique (ou hauteur piézométrique)

· La pression au niveau du noeud

· On peut aussi voir le graphique d'évolution de la pression au noeud de demande.

> Les réservoirs

Les réservoirs sont des noeuds avec une capacité de stockage, dont le volume d'eau stocké peut varier au cours du temps. Les données de base sont :

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· L'altitude du radier

· Le diamètre

· Les niveaux initial, minimal et maximal de l'eau Les principaux éléments calculés dans la simulation sont :

· La charge hydraulique (altitude de l'eau)

· La pression (niveau de l'eau)

· Courbe d'évolution du niveau de l'eau.

. Le niveau d'eau dans les réservoirs doit rester entre les niveaux minimal et maximal.

EPANET arrête la sortie d'eau si le réservoir est à niveau minimal et arrête l'arrivée s'il est à son niveau maximal.

? Les bâches infinies

Ce sont des noeuds représentant une source externe de capacité infinie. Elles sont utilisées pour modéliser des éléments tels que les lacs, les couches aquifères souterraines ou les arrivées de réseaux extérieurs.

Les données de base pour une bâche sont la charge totale et la qualité initiale de l'eau puisqu'une bâche est un élément de frontière d'un réseau. Ses données de base ne sont pas affectées par la simulation.

On modélise dans EPANET la source d'eau souterraine comme une bâche dont la charge hydraulique est égale au niveau piézométrique de l'aquifère. Puis, on connecte la pompe entre la bâche et le reste du réseau.

? Les conduites

Les conduites sont des arcs qui transportent l'eau d'un point du réseau à un autre. EPANET suppose que tous les tuyaux sont pleins à tout instant. L'eau s'écoule de l'extrémité qui a la charge hydraulique la plus élevée à celle qui a la charge la plus faible.

Les données de base pour les conduites sont :

· Les noeuds initial et final

· Le diamètre

· La longueur

· Le coefficient de rugosité (pour déterminer la perte de charge)

· L'état (ouvert, fermé ou avec un clapet anti-retour) Les principales valeurs calculées dans la simulation sont :

· Le débit

· La vitesse d'écoulement

· La perte de charge ? Les vannes

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Les vannes sont des arcs qui limitent la pression ou le débit en un point précis du réseau. Leurs principaux paramètres d'entrée sont :

· Les noeuds d'entrée et de sortie

· Le diamètre

· La consigne de fonctionnement

· L'état de la vanne

· Coefficient de perte de charge singulière. Les éléments calculés en sortie de simulation sont :

· Le débit

· La perte de charge hydraulique

Dans notre réseau, les vannes de réduction de pression sont prises en compte dans certaine simulation.

? Pompes

Les pompes sont des arcs qui ajoutent de l'énergie à un fluide et augmentent ainsi sa charge hydraulique. Les principaux paramètres d'entrée pour une pompe sont :

? Ses noeuds d'aspiration et de décharge

? Sa courbe caractéristique (la combinaison des charges hydrauliques et des débits que la pompe peut fournir à sa vitesse nominale).

Au lieu d'une courbe caractéristique, la pompe peut être représentée comme un élément qui fournit une puissance constante (en kilowatts) au fluide pour toutes les combinaisons de débit et de charge hydraulique.

Les principaux paramètres calculés sont le

? Le débit

? Le gain de charge hydraulique.

Le fluide traverse la pompe en sens unique et EPANET ne permet pas aux pompes de fonctionner en dehors de leur courbe caractéristique.

IV.5.4. Simulation du réseau de refoulement

Le comportement du réseau de refoulement a été simulé avec comme données d'entrées les valeurs de pré dimensionnement présentées aux tableaux n°4.15 et 4.16. Les 4 forages utilisent les mêmes modèles de pompe ; donc la même courbe caractéristique est utilisé pour les 4 groupes motopompes immergées. Les résultats sont présentés sur la figure 4.13 et donnés sous forme d'un tableau. Ils présentent l'état des noeuds pendant les heures de fonctionnement de refoulement des eaux de forages. L'état des conduites est repris sous forme d'un tableau en annexe II.2

67

ID Noeud	Altitude (m)	Demande (LPS)	Pression (m)
Noeud P29	480	27.78	14.29
Noeud P28	472	0	22.35
Noeud P27	466	0	28.45
Noeud P26	471	0	23.87
Noeud P25	472	0	22.97
Noeud P24	472	0	23.08
Noeud P23	471	0	24.17
Noeud P22	467	0	28.35
Noeud P21	464	0	31.46
Noeud P20	463	0	32.86
Noeud P19	462	0	33.95
Noeud P18	440	0	56.3
Noeud P17	437	0	59.44
Noeud P16	434	0	62.55
Noeud P15	418	0	78.75
Noeud P14	406	0	90.95
Noeud P13	398	0	99.06
Noeud P12	402	0	95.2
Noeud P11	400	0	97.37
Noeud P10	396	0	101.48
Noeud P9	391	0	106.64
Noeud P8	387	0	110.76
Noeud P7	378	0	119.89
ID Noeud	Altitude (m)	Demande (LPS)	Pression (m)
Noeud P6	376	0	121.96
Noeud P5	369	0	129.06
Noeud P4	367	0	131.09
Noeud P3	365	0	133.12
Noeud P2	364	0	134.17
Noeud P1	366	0	132.33
Noeud C	364	0	135.24
Noeud B	363	0	136.66
Noeud A	305	0	197.13
Noeud A2	305	0	197.12
Noeud B2	349	0	150.77
Noeud	350	0	149.35
Noeud A3	300	0	201.65
Noeud B3	359	0	140.14
Noeud C3	360	0	138.71
Noeud A4	300	0	201.93
Noeud B4	356	0	143.46
Noeud C4	357	0	142.04
Bâche F1	342	-6.93	0
Bâche F2	342	-6.93	0
Bâche F3	342	-6.97	0
Bâche F4	342	-6.95	0

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Tableau n°4.21 : État des Noeuds du Réseau de refoulement

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Fig. 4.13 : Résultat de la simulation de la conduite de refoulement

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69

A l'arrivé au réservoir (au Noeud P29), remarquez que le débit est de 27.78 l/s (100m³/h) et la pression est suffisante pour assurer le déversement dans le réservoir.

IV.5.5. Simulation du réseau de distribution à Horizon 2047

Le réseau doit être bien dimensionné pour répondre à la demande future ; pour ce, la simulation du réseau à horizon 2047 revient en premier lieu et c'est sur la base de dimensions des conduites du réseau à long terme qu'on essayera aussi de vérifier le comportement hydraulique du réseau à court terme.

Le comportement du réseau de distribution à horizon 2047 a été simulé avec comme données d'entrés les valeurs de pré-dimensionnement présentées aux tableaux N°4.1 et n°4.12. Les demandes aux différents noeuds sont celles présentés en annexe II.1 et qui suivent une variation horaire selon la courbe de la modulation de demande de la figure n°4.3.

Les résultats sont donnés sur la fig. 4.14 et sous forme des tableaux repris en annexe II.3. Ils présentent l'état des noeuds et l'état des conduites à l'heure de demande de pointe (06h00).

? Discussions de résultats

1. Cette simulation n'a pas abouti à des résultats satisfaisants. D'après le paragraphe II.3, les vitesses dans les conduites doivent être comprises entre 0.8 et 3 m/s et les pressions ne devront pas être en deca de 27.52 mCE. Cependant d'après la courbe de distribution des vitesses et des pressions repris en annexe II.6, 75% des conduites ont des vitesses inferieures à 0.5 m/s et 35% des noeuds ont les pressions inferieures à 30 mCE.

2. D'après la figure, on définit 3 zones où les pressions sont particulièrement élevées.

? Solutions

1. Nous avons diminué les diamètres des conduites du réseau pour augmenter les vitesses ; pour ce, DN 75, DN 100, DN 200 et DN250 sont passés respectivement à DN50, DN 75, DN 150, DN200.

2. Nous avons ajouté 3 vannes réducteurs des pressions (PBV) de même diamètre que les conduites auxquelles elles ont été connectées à savoir : C50, C55, et C68 et ont chacune la capacité de chute de pression respective de 35mCE, 45mCE et 55mCE.

? Les nouvelles valeurs des diamètres d'entrée sont repris en annexe II.4.

? L'état des noeuds et des conduites est repris en annexe II.5 ? L'état des noeuds est présenté sur la fig. 4.15 ci-dessous.

Analyse des résultats :

D'après la courbe de distribution des vitesses et des pressions repris en annexe II.6 :

? 35% des conduites ont des vitesses inferieures à 0.3 m/s. Ces résultats obtenus ne correspondent pas exactement à notre objectif de départ à savoir des vitesses comprises entre 0.3 et 3 m/s. Ceci est dû au fait qu'on a privilégié la disponibilité en pression par rapport à la vitesse dans les conduites.

? 8% des noeuds ont des pressions supérieures à 40 mCE, 60% des noeuds ont des pressions comprises entre 15 et 40mCE.

70

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Fig. 4.14 : Simulation du réseau de distribution (Horizon 2047) à la demande de pointe : distributions des pressions aux noeuds

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Fig. 4.15 : Simulation (2) du réseau de distribution (Horizon 2047) à la demande de pointe : distributions des pressions aux noeuds

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72

IV.5.6. Simulation du réseau de distribution à Horizon 2027

Les dimensions du réseau à l'horizon 2027 sont les mêmes que celles de 2047 corrigé ; la différence est que dans cette nouvelle simulation le niveau d'eau dans le réservoir est à 4 m.

De ce fait, nous avons ajouté un surpresseur dans le modèle pour booster la pression d'eau afin compenser cette différence de niveau. Cette surpresseur est placé à la conduite de sortie du réservoir.

Le mode de fonctionnement du système AEP est le suivant :

- Le pompage se fait pendant 12 heures c'est-à-dire de 17h00 à 05 heure du matin. - Le réservoir se fait vider donc de 05h à 17h ; les pressions aux noeuds pendant ce temps ont des allures décroissantes. Voir annexe II.8

L'état des noeuds est repris dans le tableau en annexe II.7

IV.5.7. Analyse des résultats

En observant les résultats des différentes simulations retenu, on en conclut que ce réseau est acceptable. Il convient de rappeler que nous avons accordé une priorité relative à la régulation des pressions par rapport aux vitesses des conduites. Par ailleurs Il existe, dans les différentes simulations, quelques noeuds singuliers où les pressions sont importantes.

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Fig. 4.16 : Simulation du réseau de distribution (Horizon 2027) : distributions des pressions aux noeuds (à 05h00)

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74

CHAPITRE V. ANALYSE BUDGETAIRE ET RECOMMANDATIONS

V.1. COUT DE REALISATION DU PROJET

Le calcul du coût d'investissement total de ce projet s'est fait par lot dont certains devis quantitatifs et estimatifs (comme ceux de construction réservoir et bornes fontaines, implantation du réseau) sont consignés en annexe III et dont la synthèse est reprise dans le tableau ci-dessous :

N°	Description de travaux pour AEP Cogelos & Nzengi	FOURN. ($)	TRAVAUX ($)	TOTAL ($)
1	INSTALLATION REPLIEMENT DE CHANTIER, TRAVAUX PREPARATOIRES ET RECEPTION	-	20000	20000
2	TUYAUTERIE ET ROBINETTERIE DU RESEAU AEP DE REFOULEMENTET DE DISTRIBUTION	384930	50 000	423180
4	RESERVOIR DE 2820 m3 DU RESEAU AEP Cogelos & Nzengi	678177.5	50 000	728177.5
5	FOURNITURE ET MIS EN PLACE DE BORNES- FONTAINES	19116	3000	22116
6	EQUIPEMENT DE DOSAGE ET DE TRAITEMENT	6000	3000	9000
7	CONSTRUCTION DES OUVRAGES ANNEXES (SANITAIRES, 4 BUREAUX, 1 SALLE DE DOSAGE ET 4 ABRIS GROUPE) ET MOBILIERS	40000	5000	45000
9	EQUIPEMENTS ELECTROMECANIQUES ET ELECTRIQUES (4 Groupes electrogènes, cables electriques, Armoirie de commande etc...)	120000	10000	130000
10	ACQUISITION DU TERRAIN POUR LES OUVRAGES DE L'AEP	-	-	50000
11	4 FORAGES	-	-	250000
	TOTAL			1689224

Tableau n°5.1 : Estimation du coût du projet AEP de COGELOS & NZENGI

Le cout global pour la réalisation de ce projet a été estimé et s'élève à 1 689 224 $ (un million six-cent quatre-vingt-neuf deux cent vingt-quatre dollars)

> Rapport Bénéfice-coût :

?? C

??=1 = ? ???? ?? ?C?? ?? ??=1

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V.2. DETERMINATION DE LA RENTABILITE DU PROJET

Dans cette paragraphe, nous allons aborder l'étude de la faisabilité économique de ce projet pour savoir si le cout d'investissement de ce projet est susceptible de générer des bénéfices.

Il sied de rappeler que le Gouvernement de la République, par les lettres CAB-MIN-ENRH/580/2016 et CAB/PM/COHC/ME/2015/1148 et sous financement du trésor public avait prévu un montant de 13.278.100,00 $ pour le projet d'une dizaine des quartiers péri-urbains de Kinshasa, y compris COGELOS, qui n'a jamais été matérialiser.

Pour ce, pour mobiliser notre capital, nous faisons l'hypothèse au recours à un prêt au secteur public auprès d'une banque commerciale ou de développement.

Hypothèses sur les indicateurs de la faisabilité économique Paramètres fixes :

> Durée du projet (Période d'exploitation du projet) : m = 30 ans.

> Terme du prêt (Période de remboursement du prêt) :0 < n < 10 ans.

> Taux d'intérêt annuel (appliqué annuellement au capital emprunté) : i = 8 %.

> Taux d'inflation (déséquilibre monétaire) : e = 7.25%. Paramètres variables :

> Coût du capital (montant représentant le coût d'investissement) :

????= 1 689224 $

> Annuité (montant annuel à rembourser constitués de l'intérêt et l'amortissement) :

??=	???? * j * (1 + j)^??	= 251774 $
	(1 + j)^??- 1

> Coût moyen d'opération, maintenance et remplacement :????&??C = 2000$/????

> Coût annuel d'opération, de maintenance et de remplacement :

????&?? ?? = ????&??_??(1 + ??)??

> Revenu annuel : ???? = ??????????(??)*³⁶⁵*???????? ???? ??³ ??'?????? (1 ??³??'?????? = 0,75 $)

> Bénéfice annuel : ?? ?? = ????

(1+??)??

(????+????&????)

K??

> Coût annuel : ?? ?? = (1+??)??

> Valeur actuelle nette : ?????? = ? (??????h ????????)??

?? = ? (???? - ????)

??

??=1 ??=1

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Année	Service D	OM&R	Revenus	Bénéfices	Coûts	Cash Flow	Valeur nette
2018	251 744	2 145	183 280	169 704	235 083	-65 378	-65 378
2019	251 744	2 301	188 785	161 853	217 802	-55 950	-121 328
2020	251 744	2 467	194 440	154 353	201 801	-47 448	-168 776
2021	251 744	2 646	200 273	147 207	186 985	-39 778	-208 554
2022	251 744	2 838	206 285	140 394	173 264	-32 870	-241 424
2023	251 744	3 044	212 474	133 895	160 560	-26 665	-268 089
2024	251 744	3 264	218 855	127 700	148 795	-21 095	-289 185
2025	251 744	3 501	225 414	121 784	137 901	-16 117	-305 302
2026	251 744	3 755	232 178	116 147	127 813	-11 666	-316 968
2027	251 744	4 027	239 148	110 772	118 472	-7 700	-324 668
2028	0	4 319	253 498	108 721	1 852	106 869	-217 799
2029	0	4 632	268 711	106 709	1 840	104 869	-112 930
2030	0	4 968	284 841	104 736	1 827	102 909	-10 021
2031	0	5 328	301 930	102 795	1 814	100 981	90 960
2032	0	5 715	320 046	100 892	1 801	99 090	190 050
2033	0	6 129	339 244	99 022	1 789	97 233	287 283
2034	0	6 573	359 591	97 186	1 777	95 410	382 693
2035	0	7 050	381 171	95 388	1 764	93 624	476 317
2036	0	7 561	404 039	93 621	1 752	91 869	568 185
2037	0	8 109	428 289	91 889	1 740	90 149	658 334
2038	0	8 697	453 977	90 185	1 728	88 457	746 791
2039	0	9 328	481 226	88 517	1 716	86 801	833 593
2040	0	10 004	510 091	86 876	1 704	85 172	918 765
2041	0	10 729	540 695	85 267	1 692	83 575	1 002 340
2042	0	11 507	573 133	83 688	1 680	82 007	1 084 348
2043	0	12 341	607 530	82 139	1 669	80 471	1 164 818
2044	0	13 236	643 981	80 618	1 657	78 961	1 243 779
2045	0	14 196	682 622	79 125	1 645	77 480	1 321 259
2046	0	15 225	723 578	77 660	1 634	76 026	1 397 285
2047	0	16 329	766 985	76 221	1 623	74 598	1 471 883

B/C = 1.67

Tableau n°5.2 : Etude de la rentabilité du projet AEP de COGELOS & NZENGI

Le projet est rentable puisqu'à la fin de la durée du projet, le rapport bénéfice cout est supérieur à 1. Ceci prouve à suffisance qu'il vaut la peine d'investir même par un prêt donné par les banques de développement au secteur public.

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V.3. RECOMMANDATIONS

Etant entendu que le système d'approvisionnement en eau potable devra être durable, nous avons estimé qu'il était judicieux de faire un certain nombre de recommandations.

1. A la REGIDESO de :

? De réaliser outre les études géophysique, les études sur la qualité de l'eau pour s'assurer du degré d'utilité de ce projet. En effet, le fait de trouver de l'eau de mauvaise qualité relancera la problématique de traitement de l'eau de forage qui est supposé être de bonne qualité ;

? De garantir la disponibilité de la source d'énergie ou le bon fonctionnement des groupe électrogènes le cas échéant. En effet, l'exécution et l'exploitation de l'eau de forage exige une source d'énergie disponible pour alimenter les différents moteurs utiles à l'exécution des forages, et à l'alimentation du moteur de la pompe immergée lors de l'exploitation du puit ;

? Elaborer et mettre en oeuvre un plan de suivi rigoureux de la maintenance et du contrôle des ouvrages (étanchéité du réservoir, des tuyauteries, des vannes, des robinetteries etc.) pour éviter les pertes en eau dans le réseau de distribution. Il convient aussi de signaler qu'il faudra veiller sur les branchements illicites ;

? Ne pas admettre les risques de pollution de la nappe phréatique (liée à des activités humaines aux alentours) et par la pollution accidentelle (déversement de produits dangereux à la source de NZENGI) ;

NB : La durabilité de notre système d'adduction d'eau sera conditionnée à l'efficacité du dispositif financier qui sera mis en place particulièrement dans l'entretien des équipements, le renouvellement des infrastructures et le paiement de tous les services indispensables y compris le suivi.

2. Au Gouvernement de la République :

Le gouvernement de la république doit proposer une loi sur la libéralisation du secteur de l'eau pour favoriser les initiatives privées, pilier du développement, et pour l'instauration d'un régime de concurrence par plusieurs exploitants du secteur de l'eau.

Dans ce cas, la REGIDESO perdra un tout peu son monopole mais assumera aussi le rôle de l'organe de régulation du secteur de l'eau potable.

Sa mission sera, d'une part, de réguler, de contrôler et de suivre les activités des exploitants et des opérateurs du secteur de l'eau et, d'autre part, de promouvoir la participation du secteur privée en matière de production, de transport, de distribution et de vente de l'eau potable dans des conditions objectives et non discriminatoire.

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CONCLUSION

L'eau est source de vie dit-on et la vie sans eau est inconcevable. La précarité de l'alimentation en eau dans une communauté a certainement des conséquences visibles sur la vie, la qualité de la vie et le cadre de vie de cette communauté.

Dans ce mémoire, nous avons abordé les divers aspects de la mise en place d'un système d'alimentation en eau potable au sein de l'agglomération COGELOS & NZENGI.

La planification de ce système repose sur une analyse concise et très détaillée de la demande totale en eau de la population. En effet, cette analyse a permis un choix optimal de toutes les composantes du réseau et un bon dimensionnement des ouvrages.

En ce qui concerne le travail effectué, l'analyse globale de la demande en eau a permis de savoir qu'un volume journalier maximale de 7785 m³ serait nécessaire pour une alimentation correcte de la zone du travail à horizon 2047.

Pour ce, il est nécessaire de recourir pour le court-terme (jusqu'à 2027) à une source d'apprivoisement en eau souterraine. Dans le cas qui nous concerne, il s'agit d'implanter des forages qui refouleront les eaux pompés vers le réservoir d'eau de volume utile de 2820 m³ situé plus haut afin que la distribution soit gravitaire. Les lieux d'implantation de ces forages (au nombre de 4) ont été déterminé en fonction des critères environnementaux.

Ce projet d'implantation des forages est durable et viable si les principes techniques et financiers proposés sont bien respectés. Les quelques études non pas pu être faite suite au contrainte financière et faute du temps.

Pour le long terme, le réseau sera alimenté en grande quantité, sans exclure les forages, par les eaux produites à l'usine de Lukaya. Cette dernière proposition ne sera possible qu'à condition de repenser le réseau AEP de Kinshasa-Ouest après la réalisation du projet de la nouvelle usine à Ozone.

Le système ainsi proposé est durable et viable compte tenue de la permanence de l'eau dans la nappe phréatique et de l'assurance d'un bon fonctionnement des équipements électromécaniques.

Le cout global de l'avant-projet est estimé à 1 689 224 $ US., donnant ainsi une idée des frais à engager par les autorités compétentes pour notre projet.

Nous espérons grandement que ce modeste travail sera un outil de référence pour les concepteurs, les réalisateurs et les exploitants du projet d'un système AEP de ces agglomérations.

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BIBLIOGRAPHIE

OUVRAGES & ARTICLES

1. BRIERE F. G., 2012, Distribution et collecte des eaux, Presses et universitaires romandes, 3^ème édition, 566 pages.

2. Union Européenne, 2013, Formation des agents de la REGIDESO, Fascicule n°2 : Alimentation en eau d'une ville, Bruxelles, 2013.

3. CEP-O REGIDESO, 2012, Travaux d'amélioration de la desserte en eau potable dans la ville de Kinshasa, D.D.K/REGIDDESO, 118 pages.

4. LEMANAGER F., 2013, Gestion communautaire AEP dans les quartiers périphériques de Kinshasa, Agence française de développement, 30 pages.

5. LOKAKAO T. et SHAMBA E., 2014, Monographie de l'eau da la ville de Kinshasa, Water, megacities and global change, 16 pages.

6. GUERRIN A. et LAVAUR R.C., Traité de béton armé, tome VI Réservoirs-Châteaux d'eau-Piscines, Dunod, 2^ème édition, 416 pages.

7. MOUGIN J.P., 2000, Béton armé BAEL 91, Eyrolles, 2^ème édition, 284 pages.

8. SANGLERAT G., OLIVARI G. et CAMBOU B., Problèmes pratiques de mécanique des sols et de fondations I, Dunod, 333 pages.

9. LOUAZENE M., KORICHI D. et AZOUI B., Dimensionnement d'un système de pompage Photovoltaïque : Application sur le Site de Ouargla, Conférence d'Alger 2013, 5 pages.

10. ROSSMAN L., EPANET 2 Manuel de l'utilisateur, Compagnie générale des eaux, 2003, 222 pages.

COURS

11. TITO LIMBAYA, hydrologie et complément d'hydraulique, Notes de cours Faculté Polytechnique, UNIKIN, 2014.

12. FUAMBA MUSANJI, hydraulique urbaine, Notes de cours Ecole Polytechnique de Montréal, 2015.

13. LUBUNGA P.S., Pompes et station de pompage, Notes de cours Faculté Polytechnique, UNIKIN, 2014.

14. BOUSLIMI MOUNIR, Alimentation en eau, Note de cours ESIER de Tunis, 2004.

15. ZOUGRANA DENIS, Approvisionnement en eau potable, notes de cours Ecole Interétatique d'ingénieurs de l'équipement rural de Ouagadougou, 2003.

16. MARSILY G., Cours d'hydrogéologie, Université de Paris VI, septembre 2004.

17. NKONDI, M.P, Calcul organique du béton armé I, Notes de cours Faculté Polytechnique, UNIKIN, 1997.

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80

18. MOURAD K., Mécanique des sols II, Notes de cours Génie-civil-Université de Sherbrooke, Québec.

19. TSHIULA T. Paul., Fondations et Soutènements, Notes de cours Faculté Polytechnique, UNIKIN, 2014.

THESES & MEMOIRES

20. NDEMBO LONGO J., 2009, Apport des outils hydrogéochimiques et isotopiques à la gestion de l'aquifère de Mont-amba, Thèse de doctorat, Université d'Avignon, 203 pages.

21. BAH M. A., 2012, Projet d'amélioration en eau potable sur le plateau de l'université de Kinshasa, mémoire de DES, Ecole régionale post-universitaire d'aménagement et de gestion intégrés des forets et territoires tropicaux(ERAIFT).

22. DIOUF P.M. et DIOUF O., Conception et dimensionnement d'un réseau d'alimentation en eau potable et d'un système d'évacuation des eaux usées de la nouvelle ville de DIAMNIADIO, mémoire de fin d'études, Université Cheik Anta Diop, 117 pages.

23. ATIBU B. G., Proposition d'amélioration en eau potable pour l'Université de Kinshasa, mémoire de fin d'études, Faculté Polytechnique UNIKIN, 97 pages.

24. DOSSOU-YOVO A.M., Conception d'un équipement de loisir aquatique, mémoire de fin d'études, Ecole Inter-Etats d'Ingénieurs de l'Equipement Rural de Ouagadougou, 103 pages.

25. MANSOUR N. et SOULEYMANE D., Les pompes solaires : Dimensionnement d'une station de pompage en zone maraicher, mémoire de fin d'études, Institut supérieur de technologie industrielle de Dakar, 47 pages.

AUTRES SOURCES

? Rapport de laboratoire Génie civil 2009/33 Pour le compte du Fonds de Consolidation de la Paix, AMENAGEMENT DU STADIUM UNIKIN.

? Rapport de laboratoire Génie civil 2006/11 Pour le compte du Prof BAGULA, Chantier : Paroisse Universitaire Notre Dame de la Sagesse.

? Rapport de forage de la SNHR pour le compte des religieuses à MBITI. ? Catalogue et fiche technique des pompes immergées SP (Groundfus). ? Catalogue et fiche technique des panneaux solaires PV (Solarworld).

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ANNEXES

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ANNEXE I :

METHODE DE CALCUL-

DIMENSIONNEMENT RESERVOIR

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1. CALCUL DES SECTIONS D'ARMATURES DES NERVURES 1.1. Nervure horizontale

· Dimensions et caractéristiques : b=400 mm h=600 mm

fck=25N/mm² ; yc=1.5 ; fyk=500 N/mm² ; ys=1.15; yb=25 KN/m³

· Sollicitations : 1. Pression hydrostatique

h1= 8.35-3-1.5= 3.85 m h2= 8.35-1.5= 6.85 m

??.??.(h1+h2)

?? = = 53.5????/??²

2

NB : nous avons retenu, pour le calcul, une pression linéaire égale à la moyenne de la pression linéaire trapézoïdale.

Au milieu d'une travée, la charge linéaire vaut : 4.95p=264.852KN/m charge linéaire hydrostatique)

			????????,?? = 435.16????/?? ????????,?? = 1.35 * ????????,?? = 587.466 ????/??

2. Poids propre

?? = yb * S = 25 * 0.4 * 0.6 = 6 KN/m

????????,?? = 15.75 ????/??

????????,?? = 1.35 * ????????,?? = 21.2625 ????/??

· Section d'armatures de flexion due aux pressions hydrostatique d = 0.9 * h = 540 mm 550 mm (d technologique)

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84

Md

=

b * d^2*f_cd

ì =

587.466 * 10⁶

= 0.2913

25

400 * 550² * (1.5)

après interpolation, on trouve td = 0.377

td* ??* ??* ??????

As1 = fyd

0.377 * 400 * 550 * (25

1.5⁾

500

( 1.15)

=

= 3183 ????²

· Section d'armatures de flexion due à son poids propre d = 0.9 * 400 = 360 mm 350 mm (d technologique) ; b = 600 mm

Md

=

b * d^2*f_cd

ì =

21.2625 * 10⁶

= 0.017357

25

600 * 350² * (1.5)

pour le ì <<< ; on peut selon BAEL 91, assimiler td = 1.07 * ì ; ce qui donne td = 0.018572

td* ??* ??* ??????

As2 = fyd

0.018572 * 600 * 350 * (25

1.5⁾

500

( 1.15)

=

= 149.5 ????²

As?? = As1 + As2 = 3183 + 149.5 = 3333 ????² (9HA22)

D'où, dans une section donnée, on s'assurera que As?? est bel et bien placée sur la fibre tendue.

1.2. Nervure verticale

· Dimensions et caractéristiques : b=300 mm h=600 mm

· Sollicitations : 1. Pression hydrostatique

p₁

=

ñ.g.(h1+h2) -- ñ.g.(8.35+5.35) = 68.5KN/m²

2 -- 2 --

??₂

= ??.??.(h2+h3) = ??.??.(5.35+2.35) = 38.5????/??²

2 2

??3 =	??.??.(h3)	??. ??. (2.35) = 2	= 11.75????/??^2
	2

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NB : nous avons retenu, pour le calcul, une pression linéaire égale à la moyenne de la pression linéaire trapézoïdale.

A la 1^ère travée, la charge linéaire vaut : 3??₁=205.5 KN/m

A la 2^ème travée, la charge linéaire vaut : 3??₂=115.5 KN/m

A la 3^ème travée, la charge linéaire vaut : 3??₃=35.25 KN/m

85

N??????ds ??é??????	3 *	V????r???? * ???? + 3 * V????r????r?? h.	*	????
N??????ds ??é??????	3 *	????* ????* ??* ????+ 3 * ??* (h	-	??) *	????* ????
N??????ds ??é??????	=	3 * 3 * 4.95 * 0.25 * 25 + 3	*	0.3 *	0.35 *	4.95 *	25	= 317.4 KN

N??????????r?? = 107.1 KN

N?? = 317.4 + 107.1 = 424.5 KN Nsd = 1.35 * 424.5 = 573.15 KN

· Section d'armatures de flexion due aux pressions hydrostatique d = 0.9 * h = 540 mm 550 mm (d technologique)

Md

=

b * d^2*f_cd

ì =

143.424 * 10⁶

= 0.094826

25

300 * 550² * (1.5)

après interpolation, on trouve td = 0.101

td* ??* ??* ????d

As1 = fyd

0.101 * 300 * 550 * (25

1.5⁾

500

( 1.15)

=

= 638.83 mm²

· Section d'armatures de compression

Le béton résiste mieux à la compression. Mais il nous faut une section minimale (économique : 0.8 %) pour nous rassurer contre les fissures.

As2 = ?? * A = 0.008 1 NRd [0.85 *	* 300 * 600 = 1440 ????d * A + (????d-0.85 300 600 * * + (500	mm^2 * ????d) * - 0.85	A??] 25 *	1440]	=	2869 *	10^3 N
= 1.1 1 25
NRd = 1.1[0.85 * 1.5	1.15		1.5) *

NRd = 2869 KN > N??d = 573.15 KN Vérification des contraintes à l'ELS

^6?? =	N?? A * [1 + (?? - 1)??] =	424.5 * 10^3	= 2.12N/mm^2
		300 * 600 * (1 - 14 * 0.008)

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⁶??= ??* ⁶??= 15 * 2.12 = 31.8 N/mm²

⁶?? < ⁶??????m(⁶_?? ????m = 0.45 * fck = 11.25 N/mm²) ⁶?? < 6_??????m(6_??????m = 0.6 * fyk = 300 N/mm²)

D'où

AsT = As1 + As2 = 638.83 + 1440 = 2079 mm² (7HA20)

D'où, dans une section donnée, on s'assurera que AsT est bel et bien présent avec As1 sur la fibre tendue. Il faudra alors respecter la longueur de recouvrement des barres.

Pour les armatures tendues, elle est prise égale à 40 fois le diamètre de la barre.

Pour les armatures comprimées, elle est égale à 24 fis le diamètre de la barre.

86

2. DIMENSIONNEMENT DU RADIER GENERAL

· ·

1. Effort dû à la pression hydrostatique h = 8.5 m

N = p * g * 2²= 361.25 KN/m

Moment dû à l'effort de la pression hydrostatique est :

_h2 h

M1 = p * g*

2

*

3

= - 1023.5 KNm/m

2. Moment dû aux parois verticales

Après avoir calculer le poids du béton de la paroi par mètre de longueur (plus le poids de la couverture) de la grande coté ??_x et de la petite coté ??_y, nous trouvons respectivement : ??_x = 87.54625KN/m et ??_y = 94.19 KN/m.

Or pour un terrain moyen et radier rigide, ces charges tendent à soulever le radier avec un moment de maximale de M??ax = ???6? (Traité du béton armé, Tome IV : Réservoirs et

châteaux d'eau)

D'où : M2,x = -219.3033KNm/m, M2,y = -314.5946 KNm/m

3. Moment du poids propre du radier et de l'eau contenue

g = (????a?? * h + ????é?? * ??) = 100 KNm/m² ??_x= 15m ??_y= 20 m ?? = 15

20 = 0.75

u_x = 0.062 u_y = 0.5124

M??ax,x = u?? * g * ????² = 1395 KNm/m

M??ax,y = u?? * M_x = 714.798 KNm/m

En faisant la somme des moments, on trouve que :

E M_y = -623.3 KNm/m et E M_x = 152.15 KNm/m

· Suivant ????

ELS : M_S = 623.33 KNm/m

ELU : M?? = 1.35 * 623.33 = 841.5 KNm/m

M??,?? = 0.85 * M S = 715.28 KNm/m (Avec le coefficient forfaitaire)

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87

· Verification des contraintes tangentielles L'effort tranchant ultime est obtenu sur le premier appui par :

??u,?????? =	0.5 * Mu + 0.75 * Mu		= 210.37 K??/m

Avec ???? = 0.6 - enrob????e = 0.56 m (h????te??r ??ltile), b = 1 m

??u,?????? =	??u,??????	0.460 = 0.56		= 0.375 MP??

le point de coordonnées h = 60 ??m et ??u,?????? = 0.375 MP?? se trouve dans la zone indiquant qu'il n'y aura pas besoin d'armatures transversales dans cette dalle ; cependant les armatures transversales seront quand même importantes car ils feront objet des armatures de constructions.

· Section d'armatures de flexion

??=	Mu = ??^2*f????	1.5 * Mu	1.5 * 715.28 * 10^-3 = 0.585^2 * 25		= 0.136

?? = 0.5 * ???? * (1 + v1 - 2 * ??) = 0.5186

As1 =	Mu,k	1.15 * Mu,k = ?? * fyk	1.15 * 715.28 * 10 = 0.5186 * 500		= 31.7213 ??m2/ m

- Vérification des contraintes à l'ELS

??=	30 * Ms,k 2 ????* ??s	30 * Ms,k	=	30 * 623.33 * 0.85 * 0.001		= 0.126

Pour ?? = 0.116116, on trouve dans les tables après interpolation :

?? = 0.0292

Or la contrainte dans le béton de service est :

???? = ?? * ??_s = 0.03020 * 0.6 * 500 = 9.06 MP?? Ce qui est très supérieur à la valeur

admissible qui est de 15MPa.

· - ELU : ?????? = ?????? = A_s * fy?? D'où

????????

A_s =

Section d'armatures de Traction

= 1.350601.25*1000 = 1121.68 mm2/ m

???? ( 1.15)

- ELS : (pour une section fissuré, cas le plus défavorable)

6s =

?? 361.25*1000 = ???? 1121.68

= 322.06 ^??/mm2 ( > ??s )

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Avec A?? = 1200 mm² ; 6_s = 289 MP?? «_s

88

· Suivant ????

As2 = 7.29493 ??m2/

m

En définitive :

As?? = As2 + AT = 729.493 + 1250 = 1979.49 mm²/m (8HA18) As?? = As1 + AT = 3172.13 + 1250 = 4422.13 mm²/m (8HA28)

3. CONCEPTION DE LA FONDATION

· Contrainte transmise par le poids du réservoir rempli d'eau au sol

P ??????= (????????* h) * L* ??= 10 * 8.5 * 20 * 15 = 25500 KN

P r???? = Pr??d????r + P ????ro?? + P to??t = 11049.65 KN

EP = 36549.7KN

o =

E?? ??

36549.7 = 300

= 121.83KN/m^2 ou 0.12 N/mm^2.

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Avec un coefficient de securité F=3 ; la contrainte admissible du sol dont reposera la fondation doit etre de o??dm = 0.12 * 3 = 0.36 N/mm².

D'apres les conclusions des essais de la penetrometre statique (Voir Annexe IV.3), jusqu'à 4m, la o??dm = 0.12 N/mm².

De ce fait, nous pensons à faire des fondations profondes avec des peiux (groupe des pieux) .

· Conception des pieux

5 rangées

4 pieux par rangées (au total 20 pieux)

e=5m (entraxe entre les pieux d'un groupe)

La charge que l'ouvrage rempli transmet à un pieu est donc :

36549.7 = ????????. ???? ???? ????=₂₀

d=60 cm (d capable de supporter Qi, selon les tatbles des pieux FRANKI)

Chaque pieu travaille isolément ( puisque e>7d)

Soit un pieu vertical, de diametre d, ancré dans un massif homogene à la profondeur D et sollicité par une charge Q. l'equilibre statique permet d'ecrire que la capacité poratante du pieu est :

?? = ???? + ????

89

Q?? est la resistance mobilisée en pointe. Q?? est la ristance mobilisée par friction. En milieu pulvérulent :

Q?? = ??(0.4 * ? * ??* N_? + ? * D* N??)

_D2

Q?? = a * ? * 2 * P (a= k??? * sin ?)

? A : Section du pieu à sa base (m²)

? P : Perimetre de la section droite du pieu (m)

? ? : Masse volumique du sol

? N_? et N?? : Facteures de la capacité portante. ( terme de surface et d'encastrement)

? a : Coefficient dees forces de frottement sur un pieu.
? k??? : Coefficient de butée.

? sin ? : Obliquité due à la rugosité de l'ecran vertical.

? Dans l'essai SPT dont les résultats repris en Annexe IV.3, (p = 28°. Si on suppose

que le sol est dense (? = - 2 3 (p): a=1.568 (après interpolation au tableau 1)

? ? = 17??N/??³ (Valeur moyenne pour les sables)

? N?? = 15.32 ; N_? = 17.24 (après interpolation au tableau 2)

? Prenons un ancrage de D=12 m de profondeur

Q?? = ?? (0.62

4 ) * (0.4 * 17 * 0.6 * 17.24 + 17 * 12 * 15.32) = ??????. ?????????? ????

12²

Q?? = 1.568 * 17 *		* ??* 0.6 = ????????.?????? ????
	2

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Ce qui donne :Q = Q?? + Q?? = ????????.???????? ????

F= ?? ????

4521.2033 = 1827.48

? ??. ?? (coefficient de sécurité acceptable)

? Armature minimale : 8HA20

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90

4. VERIFICATION DU RADIER AU POINCONNEMENT

La rupture par poinçonnement peut précéder celle de la flexion. Il faut donc

soigneusement vérifier les contraintes tangentielles dans la dalle le long des appuis.

Soit :

- ?? La charge de poinçonnement provoquant la rupture ;

- ?? Le périmètre du contour cisaillé (?? = 4?? dimension de la zone poinconé);

- h L'épaisseur de la dalle (= 0.6 ??) ;

- ??b La contrainte en traction du béton (= 2.2 ??/????² = 2200????/??²).

3 ??

2 * ?? * h = 1.2 * ??b

??

??= ?? * ??* ??* ??.??* ????

· ??= 60 + 2 * 60 = 180 ????= 1.8 ?? (On admet une répartition de 45° dans l'épaisseur h de la dalle) · ??= 7.2 ??
·	?? =		2 * 7.2 * 0.6 * 1.2 * 2200 = ????????. ?? ????
			3
·	??	=	????????.???? ???? (La force de poinçonnement par pieu ou la charge repris par un pieu,

voir ci-haut).

?? < ?? avec un coefficient de sécurité F =?? ?? = 7603.2

1827.48 = ??. ???? > 3

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91

COUPE RESERVOIR ET QUELQUES PLANS ARMATURES

92

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ANNEXE II :

DIFFERENTS TABLEAUX

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93

Annexe II.1 : Caractéristiques et demande aux niveau des noeuds

Noeuds	Altitude	Apport Consommation		Apport	Total apport
	(m)	Mailles/B.F	(m3/jr)	(l/s)	m3/jr	l/s
N1	464	M1	12.02	0.143	12.02	0.14
N2	461	M1	12.02	0.143	22.94	0.266
		M2	10.92	0.13
N3	467	M1	12.02	0.143	22.94	0.266
		M2	10.920	0.13
N4	457	M2	10.92	0.13	20.268	0.235
		M3	9.348	0.111
N5	467	M2	10.920	0.13	20.268	0.235
		M3	9.348	0.111
N6	456	M3	9.348	0.111	24.708	0.286
		M4	15.36	0.182
N7	463	M3	9.348	0.111	36.504	0.423
		M4	15.36	0.182
		M5	11.796	0.14
N8	463	M3	9.348	0.111	21.144	0.245
		M5	11.796	0.14
N9	469	M4	15.36	0.182	40.316	0.467
		M5	11.796	0.14
		M6	13.16	0.156
N10	466	M5	11.796	0.14	28.188	0.327
		M7	16.392	0.194
N11	468	M5	11.796	0.14	41.348	0.479
		M6	13.160	0.156
		M7	16.392	0.194
N12	468	M6	13.160	0.156	77.222	0.894
		M7	16.392	0.194
		M8	37.68	0.446
		M9	9.990	0.119
N13	466	M7	16.392	0.194	45.336	0.525
		M10	28.944	0.343
N14	463	M7	16.392	0.194	83.016	0.961
		M8	37.680	0.446
		M10	28.944	0.343
N15	464	M8	37.680	0.446	89.979	1.042
		M9	9.990	0.119
		M10	28.944	0.343
		M13	13.365	0.158
N16	449	M10	28.944	0.343	88.499	1.025
		M11	33.435	0.396

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94

		M12	26.120	0.309
N17	459	M9	9.990	0.119	23.355	0.271
		M13	13.365	0.158
N18	457	M9	9.990	0.119	9.990	0.116
N19	439	M13	13.365	0.158	43.89	0.508
		M21	30.525	0.361
N20	435	M13	13.365	0.158	43.89	0.508
		M21	30.525	0.361
N21	433	M11	33.435	0.396	57.450	0.665
		M14	7.620	0.091
		M17	16.395	0.194
N22	432	M11	33.435	0.396	63.150	0.731
		M14	7.620	0.091
		M15	22.095	0.262
N23	430	M16	19.725	0.234	61.741	0.715
		M18	15.696	0.186
		M19	26.320	0.312
N24	421	M15	22.095	0.262	57.516	0.666
		M16	19.725	0.234
		M18	15.696	0.186
N25	423	M14	7.620	0.091	46.110	0.534
		M15	22.095	0.262
		M17	16.395	0.194
N26	426	M14	7.620	0.091	24.015	0.278
		M17	16.395	0.194
N27	428	Zone 1	129.480	1.531	129.480	1.531
N28	422	M22	27	0.32	27	0.32
N29	427	M17	16.395	0.194	43.395	0.503
		M22	27.000	0.32
N30	419	M17	16.395	0.194	66.465	0.77
		M22	27.000	0.32
		M23	23.070	0.273
N31	411	M17	16.395	0.194	68.725	0.796
		M23	23.070	0.273
		M24	29.260	0.346
N32	409	M17	16.395	0.194	61.351	0.711
		M18	15.696	0.186
		M24	29.260	0.346
N33	424	M18	15.696	0.186	71.276	0.825
		M19	26.320	0.312
		M24	29.260	0.346
N34	394	M23	23.070	0.273	23.070	0.273
N35	395	M22	27.000	0.32	50.070	0.58

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95

		M23	23.070	0.273
N36	381	-	0	0	0	0
N37	361	Zone 3	133.920	1.583	134	1.55
N38	400	M25	24.225	0.287	46.770	0.542
		M26	22.545	0.267
N39	413	M19	26.320	0.312	78.125	0.905
		M24	29.260	0.346
		M26	22.545	0.267
N40	407	M21	30.525	0.361	30.525	0.361
N41	424	M19	26.320	0.312	101.170	1.171
		M20	65.82	0.779
		M31	9.030	0.107
N42	418	M19	26.320	0.312	69.460	0.804
		M26	22.545	0.267
		M30	11.565	0.137
		M31	9.030	0.107
N43	410	M25	24.225	0.287	80.735	0.935
		M26	22.545	0.267
		M29	22.4	0.265
		M30	11.565	0.137
N44	428	M29	22.4	0.265	33.965	0.394
		M30	11.565	0.137
N45	432	M30	11.565	0.137	20.595	0.239
		M31	9.030	0.107
N46	431	M31	9.030	0.107	42.465	0.492
N47	448	M11	33.435	0.396
N48	407	M25	24.225	0.287	66.800	0.774
		M28	20.175	0.239
		M29	22.400	0.265
N49	395	M25	24.225	0.287	44.400	0.514
		M28	20.175	0.239
N50	383	M27	6.56	0.078	26.735	0.31
		M28	20.175	0.239
N51	386	M27	6.56	0.078	26.735	0.31
		M28	20.175	0.239
N52	377	M27	6.56	0.078	6.56	0.076
N53	421	M15	22.095	0.262	54.186	0.628
		M17	16.395	0.194
		M18	15.696	0.186
N54	417	M23	23.070	0.273	52.330	0.606
		M24	29.260	0.346
N55	453	M10	28.944	0.343	55.064	0.638
		M12	26.120	0.309

EDIDI HERVE mémoire de fin d'études UNIKIN 2015-2016

96

N56	388	Zone 4	128.16	1.515	128.16	1.484
N57	406	Zone 2	97.920	1.158	98	1.134
N58	441	M12	26.120	0.309	45.845	0.531
		M16	19.725	0.234
N59	389	M23	23.070	0.273	23.070	0.268
N60	437	M16	19.725	0.234	142.390	1.649
		M19	26.320	0.312
		M20	65.820	0.779
		M21	30.525	0.361
N61	468	M5	0	0	0	0

Annexe II.2 : L'état des conduites de refoulement

ID Arc		L (m)		D (mm)		CHW		Débit (LPS)	Vitesse (m/s)	Pert.Charge (m/km)
Tuyau T36		8		250		140		27.78	0.57	8.4
Tuyau T35		37		250		150		27.78	0.57	2.66
Tuyau T34		319		250		150		27.78	0.57	1.32
Tuyau T33		40		250		150		27.78	0.57	2.55
Tuyau T32		46		250		150		27.78	0.57	2.36
Tuyau T31		24		250		150		27.78	0.57	3.5
Tuyau T30		113		250		150		27.78	0.57	1.62
Tuyau T29		51		250		150		27.78	0.57	2.24
Tuyau T28		297		250		150		27.78	0.57	1.34
Tuyau T27		24		250		150		27.78	0.57	3.5
Tuyau T26		249		250		150		27.78	0.57	1.41
Tuyau T25		67		250		150		27.78	0.57	2.09
Tuyau T24		43		250		150		27.78	0.57	2.64
Tuyau T23		138		250		150		27.78	0.57	1.47
Tuyau T22		113		250		150		27.78	0.57	1.7
Tuyau T21		42		250		150		27.78	0.57	2.67
Tuyau T20		70		250		150		27.78	0.57	2.05
Tuyau T19		90		250		150		27.78	0.57	1.84
Tuyau T18		45		250		150		27.78	0.57	2.57
Tuyau T17		83		250		150		27.78	0.57	1.9
Tuyau T16		132		250		150		20.83	0.42	0.93
Tuyau T15		133		250		150		20.83	0.42	0.93
Tuyau T14		53		250		150		20.83	0.42	1.35
Tuyau T13		146		100		140		6.95	0.88	9.56
Tuyau T12		3		100		140		6.95	0.88	141.4
Tuyau T11		58		100		140		6.97	0.89	11.28
Tuyau T10		3		100		140		6.97	0.89	142.19
Tuyau T9		121		100		140		6.93	0.88	9.74
ID Noeud	Altitude (m)		Demande (LPS)		Pression (m)
Noeud N1	464		0.2		16.26
Noeud N2	461		0.37		19.27
Noeud N3	467		0.37		13.3
Noeud N4	457		0.33		23.24
Noeud N5	467		0.33		13.4
Noeud N6	456		0.4		24.11
Noeud N7	463		0.59		17.13
Noeud N8	463		0.34		17.41
Noeud N9	469		0.65		10.89
Noeud N10	466		0.46		14.27
Noeud N11	468		0.67		12.12
Noeud N12	468		1.25		11.55
Noeud N13	466		0.73		13.82
Noeud N14	463		1.35		16.55
Noeud N15	464		1.46		15.33
Noeud N16	449		1.43		29.67
Noeud N17	459		0.38		20.2
Noeud N18	457		0.16		22.2
Noeud N19	439		0.71		40.1
ID Noeud	Altitude (m)		Demande (LPS)		Pression (m)
Noeud N32	411		0.99		64.2
Noeud N33	424		1.15		51.12
Noeud N34	394		0.37		81.54
Noeud N35	395		0.81		82.13
Noeud N36	381		0		92.85
Noeud N37	361		2.17		111.43
Noeud N38	400		0.76		75.18
Noeud N39	413		1.27		64.85
Noeud N40	407		0.5		71.93
Noeud N41	424		1.64		54.71
Noeud N42	418		1.13		60.69
Noeud N43	410		1.31		68.68
Noeud N44	428		0.55		50.61
Noeud N45	432		0.33		46.67
Noeud N46	431		0.69		47.63
Noeud N47	448		0.69		29.75
Noeud N48	407		1.08		66.35
Noeud N49	395		0.72		78.77
Noeud N50	383		0.43		90.52

EDIDI HERVE mémoire de fin d'études UNIKIN 2015-2016

97

Tuyau T8	3	100	140	6.93	0.88	140.67
Tuyau T7	89	100	140	6.93	0.88	10.21
Tuyau T6	3	100	140	6.93	0.88	140.62
Tuyau T5	93	250	150	20.83	0.42	1.05
Tuyau T4	48	250	150	13.86	0.28	0.65
Tuyau T3	59	250	150	13.86	0.28	0.58
Tuyau T2	96	250	150	13.86	0.28	0.48
Tuyau T1	128	150	150	6.93	0.39	1.27
Tuyau Ta	58	100	140	6.93	0.88	42.61
Tuyau Tb	44	100	140	6.93	0.88	53.51
Tuyau Tc	59	100	140	6.97	0.89	42.5
Tuyau Td	56	100	140	6.95	0.88	44.07
Pompe P1	Sans Valeur	Sans Valeur	Sans Valeur	6.93	0	-160.13
Pompe P2	Sans Valeur	Sans Valeur	Sans Valeur	6.93	0	-160.12
Pompe P3	Sans Valeur	Sans Valeur	Sans Valeur	6.97	0	-159.65
Pompe P4	Sans Valeur	Sans Valeur	Sans Valeur	6.95	0	-159.93

Annexe II.3-a : L'état des noeuds-simulation (1) 2047 (à 06h00)

98

Noeud N20		435		0.71		44.08
Noeud N21		433		0.93		44.67
Noeud N22		432		1.02		45.92
Noeud N23		430		1		44.85
Noeud N24		421		0.93		54.1
Noeud N25		423		0.75		53.8
Noeud N26		426		0.39		50.79
Noeud N27		428		2.1		48.47
Noeud N28		428		0.44		49.29
Noeud N29		431		0.7		46.34
Noeud N30		422		1.08		54.26
Noeud N31		419		1.11		56.38
Noeud N51		386		0.43		87.55
Noeud N52		377		0.11		96.54
Noeud N53		421		0.88		54.14
Noeud N54		417		0.85		58.34
Noeud N55		453		0.89		25.5
Noeud N56		388		2.08		84.59
Noeud N57		406		1.59		68.74
Noeud N58		441		0.74		33.94
Noeud N59		389		0.37		86.06
Noeud N60		437		2.31		42.06
Noeud N61		468		0		12.47
Bâche 1		480.5		-50.2		0
ID Arc	Débit (LPS)		Vitesse (m/s)
Tuyau C1	0.20		0.04
Tuyau	1.26		0.16
Tuyau C3	0.69		0.09
Tuyau C4	1.43		0.32
Tuyau C5	1.63		0.21
Tuyau C6	3.38		0.43
Tuyau C7	15.44		0.49
Tuyau C8	0.58		0.13
Tuyau C9	1.79		0.23
Tuyau C10	19.17		0.61
Tuyau C11	1.97		0.25
Tuyau C13	0.50		0.11
Tuyau C14	14.27		0.45
Tuyau C15	0.67		0.15
Tuyau C16	31.04		0.99
Tuyau C17	15.58		0.5
Tuyau C18	29.91		0.95
Tuyau C19	3.15		0.4
Tuyau 0	0.04		0.01
Tuyau 1	12.21		0.39
Tuyau 2	1.76		0.22
Tuyau 3	14.37		0.46
Tuyau 4	26.03		0.83
Tuyau 5	13.42		0.43
Tuyau 6	1.26		0.28
Tuyau 7	0.16		0.04
Tuyau 8	0.72		0.16
ID Arc	Débit (LPS)		Vitesse (m/s)
Tuyau C38	0.63		0.14
Tuyau C39	1.00		0.23
Tuyau C40	2.68		0.61
Tuyau C41	2.79		0.63
Tuyau C42	0.39		0.09
Tuyau C43	17.13		0.55
Tuyau C44	0.76		0.17
Tuyau C45	2.10		0.48
Tuyau C46	5.86		0.75
Tuyau C47	6.04		0.77
Tuyau C48	2.91		0.37
Tuyau C49	1.15		0.15
Tuyau C50	0.12		0.12
Tuyau C51	0.36		0.36
Tuyau C52	0.90		0.9
Tuyau C53	0.49		0.49
Tuyau C54	1.35		1.35
Tuyau C55	0.26		0.26
Tuyau C56	0.34		0.34
Tuyau C57	0.29		0.29
Tuyau C58	0.47		0.47
Tuyau C59	0.63		0.63
Tuyau C60	0.96		0.96
Tuyau C61	0.22		0.22
Tuyau 62	0.02		0.02
Tuyau C63	0.10		0.1
Tuyau C64	0.25		0.25

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Annexe II.3-b : L'état des conduites-simulation (1) 2047 ( à 06h00)

99

Tuyau 9	0.49				0.11
Tuyau C30	0.89				0.2
Tuyau C31	2.02				0.26
Tuyau C32	2.03				0.26
Tuyau C33	2.72				0.35
Tuyau C34	16.03				0.51
Tuyau C35	20.98				0.67
Tuyau C36	0.74				0.17
Tuyau C37	3.93				0.89
Tuyau C65	0.68				0.68
Tuyau C66	0.29				0.29
Tuyau C67	0.17				0.17
Tuyau C68	0.27				0.27
Tuyau C69	0.15				0.15
Tuyau C70	0.24				0.24
Tuyau C71	0.12				0.12
Tuyau C72	0.08				0.08
Tuyau C73	0.16				0.16
Tuyau C12	1.02				1.02
CONDUITE				L (m)			DN (mm)
6				94			50
7				210			50
8				254			50
9				86			50
C30				250			50
C31				43			75
C32				93			75
C33				696			75
C34				198			150
C35				363			150
C36				312			50
C37				103			50
C38				789			50
C39				291			50
C40				8			50
C41				292			50
C42				71			50
C43				233			150
C44				113			50
C45				244			50
C46				192			75
C47				149			75
C48				117			75
C49				295			75
C50				595			50
CONDUITE		L (m)	DN (mm)
C51		400	50
C52		40	50
C53		398	50
C54		66	50
C55		462	150
C56		70	150
C57		667	50
C58		385	50
C59		250	50
C60		96	50
C61		273	50
C62		165	50
C63		133	50
C64		430	50
C65		544	50
C66		646	50
C67		990	75
C68		906	150
C69		66	150
C70		62	150
C71		260	50
C72		214	50
C73		195	50

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Annexe II.4 : Dimensions corrigés de conduites de distribution

100

Annexe II.5-a : L'état des noeuds-simulation (2) 2047 (à 06h00)

ID Noeud		Altitude (m)		Demande (LPS)	Pression (m)
Noeud N1		464		0.2	15.43
Noeud N2		461		0.37	18.49
Noeud N3		467		0.37	12.65
Noeud N4		457		0.33	22.36
Noeud N5		467		0.33	13.16
Noeud N6		456		0.4	22.85
Noeud N7		463		0.59	16.02
Noeud N8		463		0.34	17.2
Noeud N9		469		0.65	9.02
Noeud N10		466		0.46	13.67
Noeud N11		468		0.67	10.58
Noeud N12		468		1.25	8.62
Noeud N13		466		0.73	11.89
Noeud N14		463		1.35	13.69
Noeud N15		464		1.46	11.69
Noeud N16		449		1.43	24.41
Noeud N17		459		0.38	16.01
Noeud N18		457		0.16	17.97
Noeud N19		439		0.71	35.74
Noeud N20		435		0.71	39.5
Noeud N21		433		0.93	36.56
Noeud N22		432		1.02	38.49
Noeud N23		430		1	15.12
Noeud N24		421		0.93	25.9
Noeud N25		423		0.75	38.4
Noeud N26		426		0.39	35.32
Noeud N27		428		2.1	34.39
Noeud N28		428		0.44	40.27
Noeud N29		431		0.7	37.3
Noeud N30		422		1.08	31.25
Noeud N31		419		1.11	28.98
Noeud N32		411		0.99	36.38
ID Noeud	Altitude (m)		Demande (LPS)			Pression (m)
Noeud N34	394		0.37			24.16
Noeud N35	395		0.81			28.23
Noeud N36	381		0			27.66
Noeud N37	361		2.17			37.51
Noeud N38	400		0.76			12.44
Noeud N39	413		1.27			25.17
Noeud N40	407		0.5			66.37
Noeud N41	424		1.64			20.32
Noeud N42	418		1.13			26.23
Noeud N43	410		1.31			34.18
Noeud N44	428		0.55			15.66
Noeud N45	432		0.33			12.06
Noeud N46	431		0.69			12.73
Noeud N47	448		0.69			21.84
Noeud N48	407		1.08			7.69
Noeud N49	395		0.72			7.33
Noeud N50	383		0.43			17.57
Noeud N51	386		0.43			14.75
Noeud N52	377		0.11			23.73
Noeud N53	421		0.88			26.19
Noeud N54	417		0.85			30.54
Noeud N55	453		0.89			19.18
Noeud N56	388		2.08			11.6
Noeud N57	406		1.59			6.45
Noeud N58	441		0.74			4.8
Noeud N59	389		0.37			28.31
Noeud N60	437		2.31			37.57
Noeud N61	468		0			12.4
Noeud N35'	396		0			72.23
Noeud N38'	399		0			48.44
Noeud N41'	427		0			47.32
Bâche 1	480.5		-50.2			0

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Annexe II.5-b : L'état des conduites-simulation (2) 2047 (à 06h00)

ID Arc	Longueur (m)	Diamètre (mm)	Rugosité	Débit (LPS)	Vitesse (m/s)	Pert.Charg (m/km)
Tuyau C1	210	50	150	0.20	0.1	0.3
Tuyau	96	75	150	1.42	0.32	1.66
Tuyau C3	200	75	150	0.86	0.19	0.64
Tuyau C4	96	50	150	1.18	0.6	8.36

EDIDI HERVE mémoire de fin d'études UNIKIN 2015-2016

101

Tuyau C5	204	75	150	1.80	0.41	2.53
Tuyau C6	5	75	150	3.30	0.75	7.63
Tuyau C7	239	150	150	15.74	0.89	4.95
Tuyau C8	70	50	150	0.60	0.3	2.39
Tuyau C9	222	75	150	1.71	0.39	2.3
Tuyau C10	20	150	150	19.38	1.1	9.97
Tuyau C11	295	75	150	1.90	0.43	2.8
Tuyau C13	687	50	150	0.50	0.25	1.65
Tuyau C14	232	150	150	14.54	0.82	4.28
Tuyau C15	380	50	150	0.67	0.34	2.89
Tuyau C16	35	150	150	30.82	1.74	20.74
Tuyau C17	283	150	150	15.80	0.89	4.95
Tuyau C18	108	150	150	29.69	1.68	16.56
Tuyau C19	151	75	150	3.33	0.75	7.95
Tuyau 0	413	50	150	0.14	0.07	0.15
Tuyau 1	47	150	150	12.61	0.71	3.67
Tuyau 2	376	75	150	1.85	0.42	2.64
Tuyau 3	213	150	150	14.68	0.83	4.38
Tuyau 4	372	150	150	25.63	1.45	12.02
Tuyau 5	240	150	150	13.98	0.79	3.97
Tuyau 6	94	50	150	1.09	0.56	7.25
Tuyau 7	210	50	150	0.16	0.08	0.21
Tuyau 8	254	50	150	0.55	0.28	2.02
Tuyau 9	86	50	150	0.66	0.33	2.81
Tuyau C30	250	50	150	0.89	0.45	4.94
Tuyau C31	43	75	150	3.70	0.84	10.24
Tuyau C32	93	75	150	1.97	0.44	3.02
Tuyau C33	696	75	150	2.65	0.6	5.14
Tuyau C34	198	150	150	15.42	0.87	4.72
Tuyau C35	363	150	150	20.65	1.17	8.05
Tuyau C36	312	50	150	0.74	0.38	3.51
Tuyau C38	789	50	150	2.71	1.38	38.32
Tuyau C39	291	50	150	1.00	0.51	6.09
Tuyau C40	8	50	150	2.68	1.36	37.24
Tuyau C41	292	50	150	3.07	1.56	48.63
Tuyau C42	71	50	150	0.39	0.2	1.08
Tuyau C43	233	150	150	16.45	0.93	5.38
Tuyau C44	113	50	150	0.49	0.25	1.6
Tuyau C45	244	50	150	2.10	1.07	24.1
Tuyau C47	149	75	150	7.45	1.69	35.36
Tuyau C48	117	75	150	2.63	0.6	5.17
Tuyau C49	295	75	150	1.15	0.26	1.11
Tuyau C51	400	50	150	1.59	0.81	14.28

EDIDI HERVE mémoire de fin d'études UNIKIN 2015-2016

102

Tuyau C52	40	50	150	1.91	0.97	21.22
Tuyau C53	398	50	150	2.17	1.11	25.5
Tuyau C54	66	50	150	3.87	1.97	76.91
Tuyau C56	70	150	150	4.27	0.24	0.46
Tuyau C57	667	50	150	2.95	1.5	45
Tuyau C58	385	50	150	2.08	1.06	23.52
Tuyau C59	250	50	150	2.78	1.41	40.46
Tuyau C60	96	50	150	4.25	2.16	90.11
Tuyau C61	273	50	150	0.97	0.5	5.8
Tuyau 62	165	50	150	0.11	0.05	0.1
Tuyau C63	133	50	150	0.43	0.22	1.3
Tuyau C64	430	50	150	1.08	0.55	7.02
Tuyau C65	544	50	150	3.39	1.73	58.34
Tuyau C66	646	50	150	1.27	0.65	9.38
Tuyau C67	990	75	150	6.95	1.57	30.55
Tuyau C69	66	150	150	5.25	0.3	0.68
Tuyau C70	62	150	150	7.98	0.45	1.5
Tuyau C71	260	50	150	0.55	0.28	2.01
Tuyau C72	214	50	150	0.33	0.17	0.8
Tuyau C73	195	50	150	0.69	0.35	3.04
Tuyau C12	10	200	150	50.20	1.6	9.92
Tuyau C55	462	150	150	1.74	0.1	0.08
Tuyau C50	595	50	150	0.14	0.07	0.16
Tuyau C68	906	150	150	3.35	0.19	0.27
Tuyau C37	103	50	150	4.21	2.14	88.3
Tuyau C46	192	75	150	11.48	2.6	78.4
Vanne PBV- 1	Sans Valeur	150	Sans Valeur	1.73	0.1	45
Vanne PBV- 2	Sans Valeur	50	Sans Valeur	0.14	0.07	35
Vanne PBV- 3	Sans Valeur	150	Sans Valeur	3.35	0.19	30

Annexe II.6-a : simulation (1) 2047 : Courbe de distribution des pressions (à 06h00)

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103

Annexe II.6-b : simulation (1) 2047 : Courbe de distribution des vitesses (à 06h00)

Annexe II.6-c : simulation (2) 2047 : Courbe de distribution des pressions (à 06h00)

Annexe II.6-d : simulation (2) 2047 : Courbe de distribution des vitesses (à 06h00)

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104

105

ID Noeud	Altitude (m)		Demande (LPS)		P (m) à 05h00		P (m) à 17h00
Noeud N1	464		0.06		16.08		13.82
Noeud N2	461		0.11		19.09		16.82
Noeud N3	467		0.11		13.11		10.85
Noeud N4	457		0.09		23.07		20.8
Noeud N5	467		0.09		13.18		10.91
Noeud N6	456		0.11		23.98		21.72
Noeud N7	463		0.17		17		14.74
Noeud N8	463		0.1		17.18		14.92
Noeud N9	469		0.19		10.85		8.58
Noeud N10	466		0.13		14.16		11.9
Noeud N11	468		0.19		12.06		9.79
Noeud N12	468		0.36		11.62		9.36
Noeud N13	466		0.21		14.04		11.77
Noeud N14	463		0.38		16.75		14.49
Noeud N15	464		0.42		15.46		13.19
Noeud N16	449		0.41		30.8		28.53
Noeud N17	459		0.11		20.36		18.09
Noeud N18	457		0.05		22.35		20.09
Noeud N19	439		0.2		40.27		38
Noeud N20	435		0.2		44.26		41.99
Noeud N21	433		0.27		46.51		44.25
Noeud N22	432		0.29		47.66		45.39
Noeud N23	430		0.29		29.61		27.34
Noeud N24	421		0.27		38.78		36.52
Noeud N25	423		0.21		28.8		26.53
Noeud N26	426		0.11		25.79		23.53
Noeud N27	428		0.6		50.77		48.51
Noeud N28	428		0.13		51.35		49.08
Noeud N29	431		0.2		48.33		46.06
Noeud N30	422		0.31		48.08		45.82
Noeud N31	419		0.32		48.3		46.03
Noeud N32	411		0.28		55.05		52.79
Noeud N33	424		0.33		42.02		39.76
ID Noeud		Altitude (m)		Demande (LPS)		P (m) à 05h00		P (m) à 17h00
Noeud N35		395		0.23		39.51		37.25
Noeud N36		381		0		53.53		51.26
Noeud N37		361		0.62		72.53		70.26
Noeud N38		400		0.22		24.64		22.38
Noeud N39		413		0.36		35.7		33.43
Noeud N40		407		0.14		72.15		69.88
Noeud N41		424		0.47		25.32		23.06
Noeud N42		418		0.32		31.29		29.03
Noeud N43		410		0.37		39.27		37.01
Noeud N44		428		0.16		21.22		18.95
Noeud N45		432		0.1		17.27		15.01
Noeud N46		431		0.2		18.26		16
Noeud N47		448		0.2		31.53		29.27
Noeud N48		407		0.31		16.35		14.09
Noeud N49		395		0.21		28.65		26.39
Noeud N50		383		0.12		40.47		38.22
Noeud N51		386		0.12		37.49		35.23
Noeud N52		377		0.03		46.49		44.23
Noeud N53		421		0.25		38.81		36.55
Noeud N54		417		0.24		50.25		47.99
Noeud N55		453		0.25		26.68		24.41
Noeud N56		388		0.59		45.64		43.37
Noeud N57		406		0.45		28.29		26.03
Noeud N58		441		0.21		18.68		16.41
Noeud N59		389		0.11		46.37		44.11
Noeud N60		437		0.66		42.23		39.96
Noeud N61		468		0		12.21		9.95
Noeud N35'		396		0		83.51		81.25
Noeud N38'		399		0		80.64		78.38
Noeud N41'		427		0		52.32		50.06
Noeud N25'		423		0		58.8		56.53
Noeud N61'		472		0		8.23		5.97
Réservoir RES		472		-14.34		3.23		0.97

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Annexe II.7: simulation 2027 : L'état des noeuds

106

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ANNEXE III :

ANALYSE BUDGETAIRE

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107

DEVIS QUANTITATIF ESTIMATIF

1. CANALISATION DE REFOULEMENT
N^°	Désignation	unité	Quantité	P.U ($)	P.T ($)
1.1	Conduites
1.1.1	Fourniture tuyaux FD, DN100	m	280	15	4200
1.1.2	Fourniture tuyaux FD, DN200	m	32	25	800
1.1.3	Fourniture de tuyaux (PE-HD) PN10, DE160 DN150	m	128	25	3200
1.1.4	Fourniture de tuyaux en(PE-HD) PN10, DE280 DN250	m	2512	35	87920
	S/Total Conduites				96120
1.2	Accessoires
1.2.1	Clapet anti-retour	unité	7	200	1400
1.2.2	Vanne de fermeture	unité	1	100	100
1.2.3	Fourniture de raccords, des joints, de coude et de Té suivant les caractéristiques des tuyaux.	unité	ff		5000
	S/Total Accessoires				6500
	Total Canalisation de refoulement				102620
2.CANALISATION DE DISTRIBUTION
N^°	Désignation	unité	Quantité	Prix unitaire ($)	Prix total ($)
2.1	Conduites
2.1.1	Fourniture de tuyaux en PE-HD, PN10, DE63 DN50	m	10730	10	107300
2.1.2	Fourniture de tuyaux en PE-HD PN10, DE90 DN75	m	4124	15	61860
2.1.3	Fourniture de tuyaux en PE-HD PN10, DE160 DN150	m	4149	25	103725
2.1.4	Fourniture de tuyaux en PE-HD, PN10, DE225 DN200	m	10	30	300
	S/Total Conduites				273185
2.2	ACCESSOIRES
2.2.1	vanne réducteur de pression	unité	3	500	1500
2.2.2	Surpresseur	unité	1	2500	2500
2.2.3 2.2.4	Vanne de fermeture Fourniture de raccords, des joints, de coude et de Té suivant les caractéristiques des tuyaux.	unité	5	25	125
		unité	ff		5000

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	S/Total Accessoires						9125
	Total Canalisation de distribution						282310
	Total Canalisation						384930
3. CONSTRUCTION D'UN RESERVOIR 2820 m3
N°		Désignation	unité	Quantité	Prix unitaire ($)	Prix total ($)
3.1		Généralités
3.1.1		Baraquement	Baraque	1	1000	1500
3.1.2		Installation et repli	unité	1	2000	2000
		S/Total Généralités				3500
3.2		Travaux préliminaires
3.2.1		Débroussaillage	m^2	400	10	4000
3.2.2		Implantation	unité	1	3500	5000
3.2.3		Exécution des terrassements (à 0,80 m) et mise à niveau	m^3	500	20	10000
3.2.4		Aménagements des abords du réservoir	m^3	24	100	2400
3.2.5		Assainissement du site	unité	1	1500	1500
3.2.6		Echafaudage	unité	1	10000	10000
3.2.7		Battage des pieux	unité	20	10000	200000
		S/Total Travaux Préliminaires				232900
3.3		Enduisage
3.3.1		Crépissage intérieur et extérieur au mortier de ciment (2 couches)	m^2	1000	10	10000
3.3.2		Enduit intérieur au mortier hydrofugé (3ième couche)	m^2	1000	20	20000
3.3.3		Chape en ciment lisse (2cm) pour le radier	m2	300	15	4500
3.3.4		Enduit extérieur au coaltar (à 1m du sol)	m^2	1000	20	20000

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	S/Total Maçonnerie				54500
3.4	Bétons
3.4.1	Béton de propreté D350kg/m^3 pour fondation	m^3	25	650	16250
3.4.2	Voiles & nervures en BA D400kg/m^3, ép. 25 cm	m3	225	650	146250
3.4.3	Béton Armé D400kg/m^3 pour radier, ép. 60 cm	m^3	200	650	130000
3.4.4	Béton Armé D400kg/m^3 pour la dalle de couverture, ép. 0,20m	m^3	60	650	39000
3.4.5	Béton Armé D400kg/m3 pour les pieux de fondation, prof 12m,D 0,60m	m3	80	650	52000
3.4.6	Murets ép. 0,10m, Béton Armé D4000kg/m^3 pour chambre de vanne (long.int.1m, larg. int. 0,8m, haut. 1,8m)	m^3	3	650	1950
3.4.7	Dallette en BA pour trou d'homme, long.1,1 m, larg.1,1 m, ép. 0,06 m,	m^3	0.07	650	45.5
3.4.8	Dallette de couverture en BA, long.2m, larg., 2 m, ép. 0,07 m, pour chambre de vanne	m^3	0.28	650	182
	S/Total Bétons				385677.5
3.5	Etudes Géotechniques
3.5.1	Analyse du sol emplacement	Echantillon	4	250	1000
3.5.2	Analyse granulométriques matériaux pour le béton	Echantillon	6	50	300
3.5.3	Analyse des cubes pour le béton	Echantillon	6	50	300
	S/Total Etudes Géotechniques				1600
	Total : réservoir 2820 m^3				678177.5

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4. CONSTRUCTION DE 4 BORNES FONTAINES
N^°	Désignation	unité	Quantité	Prix unitaire ($)	Prix total ($)
4.1	Travaux Préliminaires
4.1.1	Débroussaillage	m^2	36	15	540
4.1.2	Décapage de terres	m^3	12	15	180
4.1.3	Implantation et piquetage des ouvrages	unité	1	500	500
4.1.4	Excavation pour Puits perdus de (1m x1.50m)	m3	2.2	20	44
	S/Total Travaux préliminaires				1264
4.2	Fondations
4.2.1	Déblai pour la mise à niveau des plates- formes	m^3	6	20	120
4.2.2	Empierrement du puits perdus ép 1.5m	m3	1.8	45	81
	S/Total Fondations				201
4.3	Maçonneries
4.3.1	Béton armé pour socle	m^3	4	450	1800
4.3.2	Béton pour Chambre de service en béton armé	m3	0.5	450	225
4.3.3	Maçonneries en bloc plein de 20x20x40 pour puits perdus	m^3	1	180	180
4.3.4	enduit en ciment extérieur	m2	4	10	40
4.3.5	Chape en ciment pour les colonnes, les abords et les drains d'évacuation	m^2	5	15	75
	S/Total Maçonnerie				2320
4.4	Bétons

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4.4.1	Béton Ordinaire D300kg/m^3 pour les colonnes et les aires de puisage			m^3	0.8		450		360
4.4.2	Béton armé dalle de couvercle dim1.4x 0.70 x0.10 m			m^3	0.12		700		84
	S/Total Bétons								444
4.5	Matériel Borne fontaine
4.5.1	Tuyau en acier galvanisé et son bout DN 25			m	2		60		120
4.5.2	Manchon double (1")			m	3		10		30
4.5.3	Coude 90° PEHD 32			pièce	1		20		20
4.5.4	Compteur DN 20 1"?1"			pièce	1		100		100
4.5.5	Raccord compteur DN 20 1"?1"			pièce	1		20		20
4.5.6	Coude 90° AG 1"			pièce	3		20		60
4.5.7	Té AG 1"?1"			pièce	1		50		50
4.5.8	Robinet de puisage 3/4" femelle fermeture 1/4			pièce	2		50		100
4.5.9	Tuyau en PEHD 32			pièce	2		25		50
	S/Total Matériel borne fontaine								550
	Total 1 BF à 2 robinets								4779
	Total 4 Borne Fontaine								19116
		GENERATEURS PHOTOVOLTAÏQUES
N^°		Désignation	unité			Quantité		P.U		P.T($)
1		Panneau PV (285W; 1675*1001*33mm)	unité			1088		300		326400
2		Onduleur DC/AC (75KW,50Hz)	unité			4		8450		33800
3		Batterie (60KAh)	unité			4		30000		120000
4		Régulateur de charge 80A 12-24V	unité			4		250		1000
		S/Total Travaux préliminaires								481200

112

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ANNEXE IV :

AUTRES

113

SCHEMA HYDRAULIQUE & BILAN DE POMPAGE DES STATIONS DE LA VILLE DE KINSHASA

ANNEXE IV.1

Légende

Usine de traitement

Kimbondo

Unikin

R: 645,00 m

V:600 m3

Réservoir de stockage Pompes

Prise d'eau

St. Ngafula

Vers Cité Maman Mobutu

& Cité Verte, Matadi Mayo, Cité Pumbu

P

R: 595,00 m P

Q: 2880 m3/j

Mt-Ngafula

Château d'eau

Ngafani, Bianda, Mokole, Kimwanza Mission, Plateau des prof.

ø 250 FD

St. Djelo Binza

H.P: Repompage haute pression

ø 350

550

M.P: Repompage moyenne pression

R: 545,90 m

ø 500

UPN, Télécom, Ngomba-Kikusa

V:2500 m3

P

B.P: Repompage basse pression

SEBO

C (en m): Cote axe de la Pompe

R (en m): Cote radier du réservoir

Q:1000 m3/j

ø 350

Binza Antenne, Maternité, Binza-Delvaux

V:12000 m3

V (en m3): Capâcité globale de stockage

Palais de Marbre, Binza Météo-Okapi

⁰

R: 515,00 m

Q (en m3/j): Débit pompage journalier nominal et Capacité de production globale

ø 300

^ø

Sanga-Mamba

ø

Q:12000m3/j

Q:18900m3/j

St. Météo

R: 438,00 m

P

P

Campus

440

HP

BP

V:3300 m3

Gombele-Livulu

P: 419,90 m

ø 250

ø 350

ø 160

St. Ozone

Q:4000 m3/j

Q:5400m3/j

Lukunga,

Lutendele, Mbudi

Q:4400m3/j

V:7500 m3

St. Makala P: 344,61 m

R: 362,50 m

370

Entrée Ndjili

Q

^Q

St. Gombele

Kisenso

HP

Q:33000m3/j

P

V:4800 m3

V:12000 m3

Kimbwala, Don Bosco

MP

¹

P P

HP

BP

P

Q:6120 m3/j

MP

ø 150

P

Us. Lukaya

Q:36000 m3/j

Salongo

P

P

Ma Campagne

ø 300

BP

ø 350

Canal Lukunga

C: 345,97 m

P

R: 343,73 m

Q:4370m3/j

Cité de l'U.A

ø 450

ø 350

P

330

Q:7200 m3/j

ø 150

C: 320 m

ø 900

B.Kisenso

ø 650

B. Lemba Sud

Q:24.000 m3/j

ø 700 C: 306,15 m

Q:8550m3/j

·

₇

Q: 48000 m3/j

ø 350

B. Yolo

C: 301,25 m

ø 150

P

P

P

Us. Lukunga

P

Alt: 327,00 m

C: 312,91 m

P

ø 900

ø 900

Barrage

ø 700

Captage Lukaya

Q:48000 m3/j

Ozone, Camp Munganga

mémoire de fin d'études

Us. Ngaliema

EDI

DI HERVE

Fleuve Congo

UNIKIN 2015-2016

ø 1200

ø 800

P

Captage de surface

Kinsuka

Us. Ndjili

P

Alt: 278,80 m

C: 280,05 m

P

Q:330000 m3/j

270

C: 270 m

C: 276,21 m

P

P

B. Kintambo

P

Q:116000 m3/j

C: 288,73

C: 270 m

Q:116000 m3/j

2 Puits

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114

Annexe IV.2 Extrait du plan réseau secondaire de Kinshasa

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115

ANNEXE IV.3 :

IV. ESSAI STANDARD DE PENETRATION (Standard Pénétration Test : SPT) Norme utilisée : AFNOR NF P94-116

IV.1 Principe de l'essai

L'essai consiste à déterminer la résistance à la pénétration dynamique d'un carottier normalisé battu au fond d'un forage préalable.

IV.2 Appareillage

L'appareillage est composé d'un équipement de forage et de tenue de la paroi, d'un dispositif de battage, d'un train de tiges, d'un carottier et d'un système de mesures.

L'équipement de forage doit permettre de réaliser un trou de forage nettoyé avant l'insertion du carottier et doit garantir que l'essai de pénétration sera réalisé dans un sol relativement peu remanié. Le mouton a une masse de 63.5 kg et une hauteur de chute de 0.75 m ; il tombe à une cadence de battage de 15 à 30 coups par minute.

Après chaque essai, le carottier est remonté à la surface pour récupérer l'échantillon du sol. Le poids du mouton utilisé est de 63.5 Kg. Sa hauteur de chute est de 76 cm (30 pouces) ; ce qui correspond à un travail de 0.5 kilojoules environ par coup.

On doit à MEYERHOF une corrélation entre l'essai de pénétrations standard et certaines propriétés physiques du sol.

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116

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117

Annexe IV.4 : Caractéristiques de quelques forages de Kinshasa.

118

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Annexe IV.5 : Catalogue pompe à imprimer

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120

Annexe IV.6 : Profil en long de la conduite de refoulement.

121

Annexe IV.7 :

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122

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123

Annexe IV.7 :

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