ANDRIARIVELO Lanto Poly n 1298

MEMOIRE DE FIN D'ETUDES

Pour l'obtention du diplôme d'Ingénieur

Présenté par

ANDRIARIVELO Lanto

Devant le jury composé de :

Président : Monsieur RAMANARIVO Solofomampionona Enseignant Chercheur et Chef du Département Hydraulique de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo.

Encadreur et rapporteur : Monsieur RASOLOFONIAINA Jean Donné, Directeur du Centre National d'Etudes et d'Application du Génie Rurale (C.N.E.A.G.R) et Enseignant Chercheur de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo.

Examinateur: - Madame RAKOTONIAINA Dolly Enseignante Chercheur de l’Ecole Supérieure Polytechnique

d'Antananarivo

- Monsieur RAKOTO DAVID Rambinintsoa Enseignant Chercheur de l’Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo

- Monsieur RANDRIANARIVONY Charles Enseignant Chercheur de l’Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo

Date : 19 Décembre 2003

Promotion 2002

UNIVERSITE D'ANTANANARIVO

ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE

DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

MEMOIRE DE FIN D'ETUDES

Pour l'obtention du diplôme d'Ingénieur

Présenté par

ANDRIARIVELO Lanto

Promotion 2002

UNIVERSITE D'ANTANANARIVO

ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE

DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

" Ary na inona na inona ataonareo, na amin'ny teny na amin'ny

asa, dia ataovy amin'ny anaran'i Jesoa tompo izany rehetra

izany, ka misaora an'Andriamanitra Ray amin'ny alalany."

(Col 3 : 17)

DEDICACE

A la mémoire de mon défunt père qui nous a quitté si tôt. Que son âme

repose en paix.

A ma mère, en témoignage de son affection. Qui elle trouve en ce jour le

fruit de tant d'années de sacrifice et dévouement.

Profond attachement.

A mes frères et sœurs, merci pour l'aide morale et financière que vous

m'avez apportées durant mes longues années d'études.

Toute mon affection..

A mes oncles et tantes, qui m'ont beaucoup aidé et conseillé

Merci pour tout!

A tous ceux qui me sont chers . . .

REMERCIEMENT

Nous tenons à exprimer nos plus vifs remerciements à :

- Monsieur ANDRIANOELINA Benjamin, Directeur de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo, qui a bien voulu de suivre mes études dans votre direction; - Monsieur RAMANARIVO Solofomampionona, Enseignant et chef du Département Hydraulique de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo, qui a fait l'honneur de présider le Jury de ce mémoire de fin d'étude et malgré ses nombreuses occupations nous apporter des précieux conseils pendant nos études; - Monsieur RASOLOFONIAINA Jean Donné, Enseignant Chercheur de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo et Directeur du Centre National d'étude et Application du Génie Rurale(CNEAGR), qui a bien voulu accepter d'assurer le rôle d'encadreur rapporteur et il n'a ménagé, ni son temps, ni son aide, ni ses conseils durant la réalisation de ce mémoire, malgré son multiple responsabilités; - Madame RAKOTONIANA Dolly, Enseignante Chercheur de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo, qui a bien voulu accorder d'examiner ce mémoire, malgré ses nombreuses obligations; - Monsieur RAKOTO David Rambinintsoa, Enseignant Chercheur de l'Ecole Supérieur Polytechnique d'Antananarivo, qui a aimablement accepté d'examiner ce mémoire et nous apporter des encouragements durant nos études, malgré ses diverses obligations; - Monsieur RANDRIANARIVONY Charles, Enseignant Chercheur de l'Ecole Supérieure Polytechnique d'Antananarivo, qui a bien voulu accorder de juger ce mémoire, malgré ses nombreuses occupations.

Nous adressons nos vifs remerciements à :

- Tous mes personnels du CNEAGR, qui nous nous a témoigné beaucoup d'amitié et dont la collaboration m'a été précieuse; - Tous ceux qui, directement ou indirectement, de près ou de loin, ont contribué à l'élaboration de ce mémoire de fin d'étude et mener à bien ce travail.

LISTE DES ABREVIATIONS

B.A : Béton armée

B.V. : Bassin versant

C.N.E.A.G.R. : Centre Nationale d'Etude et Application du Génie Rurale

C.R. : Commune Rurale

C.S.B.1 : Centre de Santé de Base Niveau 1

C.S.B.2 : Centre de Santé de Base Niveau 2

d.f.c. : Débit fictif continue

D.M.H. : Direction de la Météorologie et de l'Hydrologie

E.L.S. : Etat Limite de Service

E.L.U. : Etat Limite Ultime

E.S.P.A. : Ecole Supérieur Polytechnique

E.T.P. : Evapotranspiration

E.T.r. : Evapotranspiration réelle

F.T.M. : Foibe Taosaritanin'i Madagascar

FTK : Fokontany

F.MG : Francs Malagasy

Fig. : Fig.

Max. : Maximale

Min. : Minimale

p. : Page

P.K. : Point Kilométrique

P.M. : Point métrique

PPI : Petit Périmètre irrigué

RN : Route Nationale

SO.GRE.A.H. : Société Grébnoloise d'Etude et d'Applications Hydraulique

SO.M.E.A.H. : Société Malgache d'étude et d'Applications Hydraulique

S.P. : Sous Préfecture

T.R.I. : Taux de Rentabilité Interne

INTRODUCTION ...........................................................................................................................................................................................................................................1 1. GENERALITE SUR LA ZONE D'ETUDE ................................................2

1.1. Localisation administrative................................................................................2 1.2. Voie d'accès et localisation ...............................................................................2 1.3. Relief ................................................................................................................2 1.4. Végétation ........................................................................................................3 1.5. Facteur climatique ............................................................................................3 1.6. Hydrographie ....................................................................................................4 1.7. Géologie ...........................................................................................................4 1.8. Sols ..................................................................................................................4 1.9. Population.........................................................................................................5 1.10. Activité économique de la population..............................................................5 1.11. Situation foncière ............................................................................................5

2. DONNEES AGRO-SOCIO-ECONOMIQUES............................... 6

2.1. Démographie ....................................................................................................6 2.2. Niveau intellectuel.............................................................................................6 2.3. Population active ..............................................................................................7 2.4. Infrastructures publiques ou privées existants ..................................................7

2.4.1. Education et infrastructures scolaires.......................................................7 2.4.2. Santé et infrastructures sanitaires ............................................................7 2.4.3. Eau potable et énergie .............................................................................8 2.4.4. Religion....................................................................................................8 2.4.5. Loisirs et sports ........................................................................................9

2.4.5.1. Loisirs ........................................................................................9 2.4.5.2. Sports ........................................................................................9

2.5. Activités économiques de la population ............................................................9 2.5.1. Agricultures ..............................................................................................9

2.5.1.1. Cultures irriguées.......................................................................9 2.5.1.2. Système d'irrigation de la plaine.................................................9 2.5.1.3. Type de culture irriguée .............................................................9 2.5.1.4. Matériel agricole.......................................................................10 2.5.1.5. Modes culturaux pratiqués, utilisation des intrants et rendements.......................................................................................10 2.5.1.6. Autres cultures.........................................................................11

2.5.2. Elevages ................................................................................................11

SOMMAIRE

2.5.3. Autres activités de la population.............................................................12

2.6. Economie de la région …................................................................................12 2.6.1. Destination, commercialisation et coût de production .............................12 2.6.2. Revenus et dépenses d'exploitation .......................................................13

2.7. Association et organisation paysanne ............................................................14 2.8. Potentiel de la région ......................................................................................14

2.8.1. Potentiel humain ....................................................................................14 2.8.2. Potentiel agricole....................................................................................14 2.8.3. Evaluation sommaire des ressources disponible ....................................14

2.9. Problème et contrainte de développement de la zone d'étude ........................15 2.10. Programme de développement ....................................................................16

3. ETUDES DE BASE TECHNIQUE ...........................................................17

3.1. Etude hydrologique.........................................................................................17 3.1.1. Etude pluviométrique .............................................................................17

3.1.1.1. Pluviométrie moyenne mensuelle et annuelle ..........................17 3.1.1.2. Pluviométrie maximale journalière............................................18

3.1.2. Bassin versant .......................................................................................19 3.1.2.1.Paramètres géométriques ........................................................20

3.1.2.1.1.Forme du bassin versant ............................................20 3.1.2.1.2. Pente moyenne et altitude moyenne..........................21

3.1.2.2. Détermination de la loi "intensité-durée-fréquence" .................21 3.1.2.3. Temps de montée, temps de base et temps décente ..............22

3.1.3. Estimation des apports...........................................................................23 3.1.3.1. Méthode station de référence...................................................23

3.1.3.1.1. Apport moyen annuel.................................................23 3.1.3.1.2. Apport moyen mensuel..............................................24

3.1.3.2. Méthode CTGREF ...................................................................24 3.1.3.3. Synthèse des calculs des apports............................................25

3.1.4. Estimation des crues ..............................................................................26 3.1.4.1. Méthode rationnelle .................................................................26 3.1.4.2. Méthode Louis DURET ............................................................27 3.1.4.3. Synthèse des calculs du débit des crues .................................28

3.1.4. Topographie...........................................................................................28

3.2. Besoins en eau du périmètre ..........................................................................29 3.2.1. Méthode calcul direct .............................................................................29

3.2.1.1. Evapotranspiration ...................................................................29 3.2.1.1.1. Evapotranspiration Potentielle ETP ...........................29 3.2.1.1.1. Evapotranspiration Potentielle ETP ...........................29 3.2.1.1.3. ETr maximal ..............................................................29

3.2.1.2. Calcul de l’ETP ........................................................................30 3.2.1.2.1. Méthode Blaney-Criddle ...........................................30 3.2.1.2.2. Méthode Penmann et Penmann modifié ...................30 3.2.1.2.3. Méthode Turc ...........................................................31 3.2.1.2.4. Synthèse des calculs de l'évapotranspiration ............32

3.2.1.3. Calcul du besoin en eau ..........................................................32 3.2.2. Méthode en utilisant le logiciel CROPWAT ...........................................34

3.2.2.1. Présentation du logiciel CROPWAT ........................................34

3.2.2.2. formule de l’ETP utilisée par le logiciel CROPWAT .................34 3.2.2.3. Etapes de calcul besoin en eau dans le logiciel CROPWAT ...35 3.2.2.4. Application de la programmation au calcul des besoins en eau du périmètre de Tsaratanana ........................................................35

3.2.2.4.1. Evapotranspiration ...................................................35 3.2.2.4.2. Calcul du besoin en eau .........................................36

3.2.3. Récapitulation des calculs besoin en eau .............................................38 3.2.4. Adéquation ressource besoin ................................................................38

3.3. Module d’assainissement agricole .................................................................38 3.3.1. Hypothèse de calcul ..............................................................................38 3.3.2. Méthode utilisée .....................................................................................39 3.3.3. Volume de pointe ..................................................................................39 3.3.4. volume de base ....................................................................................39 3.3.5. Volume d’eau à évacuer pendant 3jours ..............................................39 3.3.5. Calcul du module d’assainissement ......................................................40

4. DIAGNOSTIC DE LA SITUATION ACTUELLE ................................41

4.1. Description générale du périmètre .................................................................41 4.2. Infrastructure existante .................................................................................. 42

4.2.1. Barrage et Canal d’irrigation.................................................................. 42 4.2.2. Drains ....................................................................................................43 4.2.3. Ouvrages ..............................................................................................44 4.3. Entretiens du périmètre après la mise en valeur........................................44

5. PROPOSITIONS D'AMENAGEMENT .................................................46

5.1. Principe d'aménagement ................................................................................46 5.2. Normes retenues ............................................................................................46 5.2. Normes retenues ...........................................................................................48

5.3.1. Réhabilitation des drains existants sans station de pompage.................48 5.3.2. Réhabilitation des drains et construction d’une station de pompage.......48

5.4. Avantage et inconvénient de chaque solution .................................................49

5.4.1. Avantages ..............................................................................................49 5.4.2. Inconvénients .........................................................................................49

5.5. Réhabilitation et/ou construction des ouvrage.................................................50 5.6. Dimensionnement des ouvrages.....................................................................50

5.6.1. Principe de dimensionnement ................................................................50 5.6.2. Canaux de drainage...............................................................................50

5.6.2.1. Tracée du réseau de drainage ................................................50 5.6.2.2. Sections des drains..................................................................51

5.6.2.2.1. Caractéristiques des parois.......................................51 5.6.2.2.2. Formule débit ............................................................52 5.6.2.2.3. Vitesse de l’eau dans les canaux ..............................53 5.6.2.2.4. Calage hydraulique ...................................................53 et calcul des dimensions des drains..........................................53

5.6.3. Digue de protection................................................................................54 5.6.3.1. Hauteur ...................................................................................55 5.6.3.2. Revanche ................................................................................55 5.6.3.3. Largeur en crête ......................................................................55 5.6.3.4. Pente des talus .......................................................................55 5.6.3.5. Qualités des matériaux ...........................................................55 5.6.3.6. Préparation et exécution du remblai compact ........................55 5.6.3.7. Revêtement des talus .............................................................56

5.6.4. Les ouvrages de franchissement ...........................................................56 5.6.4.1. Dalots .....................................................................................56

5.6.4.1.1. Caractéristique hydraulique des dalots ....................56 5.6.4.1.2. Pertes de charge ......................................................56 5.6.4.1.3. Formule du débit .......................................................57 5 .6.4.1.4. Dimensionnement des dalots ..................................57 5.6.4.1.5. Caractéristique génie civil des dalots .......................58

5.6.4.2. Bâche ......................................................................................59 5.6.4.2.1. Caractéristiques hydraulique de la bâche .................59 5.6.4.2.2. Pertes de charge ......................................................59 5.6.4.2.3. Formule du débit ......................................................60 5.6.4.2.4. Dimensionnement de la bâche .................................60 5.6.4.2.5. Caractéristiques génie civil de la bâche ....................60

5.6.5. Ponceau.................................................................................................61 5.6.5.1. Calage hydraulique de l’ouvrage..............................................62

5.6.5.1.1.Cote de crue de projet ..............................................62 5.6.5.1.2. Surélévation due a la présence du pont ....................62 5.6.5.1.3. Tirant d’air ................................................................63

5.6.5.2. Predimentionnement du pont ..................................................63 5.6.5.2.1. Superstructure ..........................................................63 5.6.5.2.2. Infrastructures ...........................................................64

5.6.6. Passerelle .............................................................................................65

5.7. Calcul des ferraillages et des stabilités des ouvrages .....................................66 5.7.1. Etapes de calcul des armatures ............................................................66

5.7.1.1. Surcharges .............................................................................66 5.7.1.2. Coefficient de majoration dynamique .....................................66 5.7.1.3. Moments de calcul .................................................................67 5.7.4.1. Epaisseur d’enrobage des armatures ....................................67 5.7.1.5. Détermination des armatures d’une pièce a section rectangulaire soumise a une flexion simple suivant la règle BAEL. 91..67

5.7.2. Calcul des armatures de la dalle du dalot .............................................70 5.7.2.1. Hypothèses ............................................................................70 5.7.2.2. Calcul des sollicitations............................................................70

5.7.2.2.1. Schéma de calcul ......................................................70 5.7.2.2.2. Calcul de sollicitations sous les charges permanentes..................................................70 5.7.2.2.3.Calcul de sollicitation sous les surcharges.................71 5.7.2.2.4. Moments de calcul.....................................................71

5.7.2.3. Détermination des armatures...................................................72 5.7.2.3.1. Calcul a l’ELU............................................................72 5.7.2..3.2. Calcul a l’ELS ...........................................................72 5.7.2.3.3 Armatures transversales.............................................72

5.7.2.3. Disposition constructive ..........................................................72 5.7.3. Bâche ....................................................................................................73

5.7.3.1. Hypothèses..............................................................................73 5.7.3.2. Calcul des armatures du tablier................................................73

5.7.3.3. Calcul des piédroits..................................................................76 5.7.3.3.1.Calcul des stabilités des piédroits ...............................76 5.7.3.3.2. Détermination des armatures.....................................77

5.7.4. Calcul ferraillage des poutres du ponceau .............................................78 5.7.4.2. Calcul des armatures ..............................................................80 5.7.4.3.. EffortS tranchants ..................................................................81 5.7.4.5. Calcul des stabilités des culées du ponceau ..........................83

5.7.4.5.1. Schema de calcul .....................................................83 5.7.4.5.2. Calcul des efforts ......................................................84 5.7.4.5.3. Calcul des stabilités ...................................................86

5.8. Station de pompage........................................................................................88 5.8.1. Emplacement de la station de pompage.................................................89 5.8.2. Eléments de base pour le calcul et choix des pompes ..........................89

5.8.2.1. Débit à pomper ......................................................................89 5.8.2.2. Hauteur manométrique totale .................................................89

5.8.2.2.1. Pertes de charge linéaire...........................................89 5.8.2.2.2. Pertes de charge locale .............................................90 5.8.2.2.3. Le H.M.T. ................................................................90

5.8.2.3. Hauteur maximale d'aspiration ...............................................91 5.8.2.3.1. N.P.S.H. disponible ..................................................91 5.8.2.3.2. N.P.S.H. requis .........................................................92

5.8.2.4. Vitesse spécifique ....................................................................92 5.8.2.4. Courbes caractéristiques d'une pompe ....................................92

5.8.2.4.1. Courbe débit-hauteur ...............................................92 5.8.2.4.2. Courbe de rendement .............................................93 5.8.2.4.3. Courbe de puissance ..............................................93 5.8.2.4.4. Courbe caractéristique de conduite (Q - C) ..............93 5.8.2.4.5. Point de fonctionnement ............................................93

5.8.3. Choix de type de pompe......................................................................93 5.8.3.1. Choix de type de pompe en fonction des caractéristiques hydrauliques ...............................................................93 5.8.3.2. Types de moteur à utiliser........................................................94

5.8.3.2.1. La puissance absorbée par la pompe et puissance des moteurs ............................................................94 5.8.3.2.2. Source d'énergie .......................................................94

5.8.4. Etude économique de la station de pompage .....................................95 5.8.4.1. Les charges d'amortissement pour l'investissement ...............95

5.8.4.2. Les charges de fonctionnement ...................................95 5.8.4.2.1. Entretien ...................................................................95 5.8.4.2.2. Energie de pompage .................................................96 5.8.4.2.3. Frais mains d'œuvre .................................................96

5.8.4.3. Récapitulation des dépenses pour la station de pompage ...96

5.9. Coûts estimatifs des travaux ........................................................................96 6. ETUDE ECONOMIQUE DU PROJET ....................................................98

6.1. Impact économique du projet.......................................................................98 6.1.1. Augmentation de surface .........................................................98 6.1.2. Augmentation du rendement ...............................................................98 6.1.3. Cultures de contre saison ...................................................................99 6.1.4. Augmentation annuelle de la production .............................................99

6.2. Rentabilité du projet ....................................................................................99

6.2.1. Valeur actualise nette (VAN) ..............................................................99 6.2.2. Gain Relatif en Valeur Actualisée Net (GRAVAN) ............................100 6.2.3. Taux de rentabilité interne (TRI)........................................................100

6.2.3.1. Evaluation des dépense ........................................................100 6.2.3.1.1. Charges d'exploitation ............................................100 6.2.3.1.2.Couts d'utilisation des matériels agricoles ................100 6.2.3.1.3. Coûts des intrants....................................................101 6.2.3.1.4. Coûts des mains d'œuvre ........................................101 6.2.3.1.5. Coûts du projet ........................................................101

6.2.3.2. Recettes d'exploitation ...........................................................101 6.2.3.3. Calcul de taux de rentabilité interne .......................................101

6.2.4. Perspective de la situation des exploitations de Tsaratanana ...........102

7. ETUDE D'IMPACT ENVIRONNEMENTAL ........................................103

7.1. Description du projet ................................................................................104 7.2. Situation actuelle du périmètre et l'air d'influence du projet ........................104

7.2.1. Aspects physiques ............................................................................104 7.2.2. Aspects humains...............................................................................105 7.2.3. Aspect biologique..............................................................................105

7.3. Diagnostiques sommaires des problèmes environnementaux....................105 7.3.1. Milieu physique .................................................................................105 7.3.2. milieu humain....................................................................................106 7.3.3. Milieu biologique ...............................................................................106

7.4. Identification des impacts...........................................................................106 7.5. Evaluation des impacts ..............................................................................107

7.5.1. Impacts positifs .................................................................................107 7.5.2. Impacts négatifs ...............................................................................108

7.6. Plan de gestion environnemental ...............................................................110 7.7. Estimation du coût des travaux environnementaux ....................................110

CONCLUSION GENERALE BIBLIOGRAPHIE ANNEXES

LISTE DES TABLEAUX

Tableau n°1 : Moyenne mensuelle des températures a Antananarivo

Tableau n°2 : Pluviométrie moyenne mensuelle a Ant ananarivo

Tableau n°3 : Insolation moyenne mensuelle a Anta nanarivo

Tableau n°4 : Vitesse moyenne mensuelle du vent a Antananarivo

Tableau n°5 : Répartition de la population de Tsa ratanana et d’Antanimarina en 2000

Tableau n°6 : Niveaux d’instructions de la populat ion

Tableau n°7 : Caractéristiques des infrastructures scolaires existantes

Tableau n°8 : Maladies apparues fréquemment

Tableau n°9 : Différente tache de riziculture

Tableau n°10 : Equipement agricole

Tableau n°11 : Culture de riz avec superficie cult ivée et rendement

Tableau n°12 : Nombre des animaux dans la zone d'é tude

Tableau n°13 : Consommation et commercialisation d u riz dans la région de Tsaratanana .

Tableau n°14 : Principales sources de revenu des e xploitations dans le Fokontany

Tsaratanana pendant la saison 2001 / 2002

Tableau n°15 : Principaux postes de dépenses d’exp loitation dans la région de Tsaratanana

Tableau n°16 : Distance entre les sites des barra ges et les matériaux de construction

Tableau n°17 : Pluviométrie moyenne mensuelle de d ifférentes fréquences a la station

d’Antananarivo (mm.

Tableau n°18 : Pluviométries maximales journalière s de différentes fréquences.

Tableau n°19 : Caractéristiques des bassins versan t

Tableau n°20 : Intensités maximales de pluie de di fférente fréquence

Tableau n°21 : Apports interrannuels– méthode stat ion de référence

Tableau n°22 : Apports mensuels au droit du barrag e – méthode station de référence

Tableau n°23 : Apports mensuels au droit du dalot1 – méthode station de référence

Tableau n°24 : Apports interrannuels– méthode CT GREF

Tableau n°25 : Apports mensuels au droit du barrag e – méthode CTGREF

Tableau n°26 : Apports mensuels au droit du dalot1 – méthode CTGREF

Tableau n°27 : Apports mensuels retenus au droit du barrage (quinquennale sèche)

Tableau n°28 : Débit de base au droit du dalot1 (p ériode quinquennale humide)

Tableau n°29 : Débits de crue de différentes fréqu ences pour le bassin bv2 ( m3/s ) –

méthode rationnelle

Tableau n°30 : Débits de crue de différentes fréqu ences au droit du dalot ( m3/s ) – méthode

L. Duret

Tableau n°31 : Débits de crue de différentes fréqu ences retenues au droit du dalot

Tableau n°32 : Calcul évapotranspiration [mm]

Tableau n°33 : Evapotranspiration retenue pour le calcul de besoin en eau(mm)

Tableau n°34 : Besoins en eau suivant les dates du début de repiquage de repiquage

Tableau n°35 : Evapotranspiration de référence Eto de PENMAN-MONTEITH à

Antananarivo

Tableau n°36 : Besoins en eau suivant la date du début de repiquage

Tableau n°37 : Débit fictif continu suivant les da tes du début de repiquage

Tableau n°38 : Apports quinquennaux humides mensue ls retenus pour le bv1 considère (l/s)

Tableau n°39 : Calcul du module d’assainissement

Tableau n°40 : Répartition de la superficie du pér imètre de Tsaratanana

Tableau n°41 : Normes d’aménagement retenues

Tableau n°42 : Longueurs et pentes des drains

Tableau n°43 : Fruit m admissible des canaux en te rre

Tableau n°44 : Débit nominal des drains

Tableau n°45 : Calage hydraulique des drains

Tableau n°46 : Dimensions des drains

Tableau n°47 : Calcul des pertes de charge dans le s dalots.

Tableau n°48 : Dimension des dalots

Tableau n°49 : Dimension de la bâche

Tableau n°50 : Cote sous poutre du ponceau

Tableau n°51 : Efforts tranchants contraintes tang entielles

Tableau n°52 : Espacement des armatures transvers ales des poutres du ponceau

Tableau n°53 : Moment des forces par rapport à l'e xtrémité a et au milieu i de la base.

Tableau n°54 : Charges aux investissements de la s tation de pompage

Tableau n°55 : Récapitulation des dépenses pour la station de pompage

Tableau n°56 : Coût estimatif des travaux - varian te n°1

Tableau n°57 : Coût estimatif des travaux - varian te n°2

Tableau n°58 : Augmentation annuelle de la surface cultivable

Tableau n°59 : Evaluation du rendement annuelle.

Tableau n°60 : Augmentation annuelle de la product ion.

Tableau n°61 : Estimation de la rentabilité financ ière du projet Tsaratanana

Tableau n°62 : Description de travaux a réalise

Tableau n°63 : Problème environnementaux

Tableau n°64 : Identification des impacts environ nementaux par phases du projet

Tableau n°65 : Evaluation degré des impacts positi fs

Tableau n°66 : Evaluations des degrés des impacts négatives

Tableau n°67 : Plan de gestion environnemental

Tableau n°68 : Coût des travaux environnementaux

LISTE DES PHOTOS

Photo 1 : Plan de situation de la zone d'étude

Photo 2 : Plaine d'Ankeniheny et le village de Tsaratanana

Photo 3 : Drains à l'intérieur du périmètre

Photo 4 : Etat actuelle du ponceau

LISTE DES ANNEXES

Annexe I : CALCUL PLUVIOMETRIQUE

Annexe II : CALCUL BESOIN EN EAU

Annexe III : CALAGE HYDRAULIQUE DES OUVRAGES

Annexe IV : CALCUL ECONOMIQUE

Introduction

Mémoire de fin d’études 1

INTRODUCTION Le riz constitue la culture dominante et l’aliment de base du peuple Malgache. Depuis quelques années, la quantité de riz disponible par personne et par an régresse sensiblement : elle passe de 170 kg en 1973 à 113 kg en 2000. Beaucoup de familles surtout celles qui sont en milieu rural souffrent à cause de l’insuffisance en nourriture et l’autosuffisance en riz n’est plus atteinte. Du point de vue géographique ou climatique, Madagascar présente des plaines adaptables à la riziculture dont la production est encore relativement faible (en moyenne 1,5 à 2 tonnes par ha par an au niveau national). De nombreux facteurs sont à l’origine de cette faiblesse de productivité de riz :

- Cataclysme naturel - Ancienneté ou mauvais fonctionnement des infrastructures agricoles - Technique culturale moins avancée

Actuellement l’Etat intervient dans plusieurs domaines pour réduire cette dégradation, cause de la pauvreté en milieu rural. Pour cela le Gouvernement avec l’appui de la Banque Mondiale a décidé de mettre en place le projet PSDR qui finance les activités liées à la production agricole. C’est dans le cadre de ce projet que ce mémoire de fin d’étude a été proposé. Il concerne l'étude de réhabilitation du périmètre irrigué de Tsaratanana dont l’objectif est d’étudier techniquement et économiquement les différents cas possibles aux aménagements pour assurer l’exploitation dudit périmètre avec un maximum de rendement. L’étude comporte six chapitres :

- Chapitre 1 : Généralité sur la zone d’étude - Chapitre 2 : Données de base technique - Chapitre 3 : Diagnostic de la situation actuelle - Chapitre 4 : Proposition d’aménagement - Chapitre 5 : Etude économique - Chapitre 6 : Etude d’impact environnemental

Seront consignées en Annexes :

- Annexe I : Calcul pluviométrique - Annexe II : Calcul besoin en eau - Annexe III : Calages hydrauliques des ouvrages - Annexe IV : Calcul économique

Généralité sur la zone d’étude


1. GENERALITE SUR LA ZONE D’ETUDE

1.1. LOCALISATION ADMINISTRATIVE

La zone d’étude se situe dans la région de haut plateau de Madagascar, Province d’Antananarivo, Préfecture d’Itasy, Sous-Préfecture d’Arivonimamo, Commune Rurale d’Ambatomirahavavy et se trouve dans les deux FKT de Tsaratanana et d’Antanimarina. Elle est entourée par : • Nord : FKT Ambohitrimilahy, • Sud : FKT Miakotsorano, • Est : FKT Fenomanana, • Ouest : FKT Ambodivohina. Les coordonnées géographiques sont obtenues à l’aide de la carte FTM N°O47 à l’échelle 1/100000 dont les valeurs sont les suivantes : • Latitude : entre 18°54’50’’Sud et 18°55’50’’Sud • Longitude : entre 47°20’15’’Est et 47°22’10’’Est

1.2. VOIE D’ACCES ET LOCALISATION

- Voie d’accès Le village de Tsaratanana se situe à 26 Km de la Capitale et à 30Km du Chef lieu de sous-préfecture d’Arivonimamo. Pour y accéder, on emprunte la RN1 jusqu’à Ambatomirahavavy (Chef lieu de la Commune Rurale), arrivé au P.K 18 on suit une déviation à droite suivant une piste impraticable pendant la saison pluviale de distance 8km pour arriver à Tsaratanana et on continue jusqu’à Antanimarina. Le moyen de transport adéquat est l’utilisation des voitures tout terrain mais les charrettes à bœufs restent le moyen le plus utilisé.

- Localisation

Le périmètre à étudier se trouve en rive gauche de la rivière Katsaoka dans la plaine dite Ankeniheny et juste à 100m du village de Tsaratanana. Il est limité à l’Est par la digue de la rivière Katsaoka, à l’Ouest par la piste de liaison entre les deux villages Antanimarina et Tsaratanana, au Nord par une digue de séparation de la surface marécageuse et au Sud la piste précédente avec la colline abritant le village de Tsaratanana.

1.3. RELIEF

Le relief de la zone d’étude est caractérisé par des montagnes et de vastes tanety entrecoupés par le bas fonds qui s’étale sur quelques centaines d’hectares. La dénivellation est remarquable entre le bas fonds et les tanety, l’altitude minimale 1220 m et l’altitude maximale de 1375 m.



1.4. VEGETATION

La couverture végétale de la zone d’étude est constituée essentiellement par des bozaka discontinues, sauf aux alentours des habitations où ils sont aménagés en cultures sèches (maniocs, patates douces, …). Cependant, on remarque surtout dans la partie Sud de Tsaratanana l’existence de reboisement tel que : pin et eucalyptus.

1.5. FACTEUR CLIMATIQUE

Du point de vue climatique la zone d’étude ne présente pas de caractéristiques particulières; le climat est de même type que celui de haut plateau de Madagascar marqué par deux saisons bien distinctes : • Octobre en Avril : saison chaude et pluvieuse avec une forte précipitation, • Mai en Septembre : saison sèche et fraîche mais quelque faible précipitation avec une nébulosité surtout matinale assez forte et des brouillards matinaux relativement fréquents.

Les principaux facteurs climatiques sont :

- Température

La température de cette région est relativement clémente, et ses valeurs moyennes mensuelles ne présentent pas de variation brusque. La station météorologique d’Antananarivo est la plus proche de la zone d’étude dont les valeurs mensuelles de température enregistrées sont les suivantes.

TABLEAU N° 1 : MOYENNE MENSUELLE DES TEMPERATURES A ANTANANARIVO(1961–1990) (°C)

janv. Fév. Mars Avril Mai Juin Juil. Août Sept. Oct. Nov. Déc

Tmax 25,7 25,9 25,4 24,8 22,9 20,9 20,2 20,6 23,0 25,2 26,0 25,8

Tmin 16,6 16,9 16,3 15,2 12,9 10,8 10,3 10,3 11,3 13,4 15,1 16,3

Tair 20,0 20,0 20,0 19,2 17,2 15,0 14,4 14,7 16,4 18,6 19,5 20,0

Tmax : Température maximale Tmin : Température minimale Tair : Température de l’air (Source: DMH)

- Pluviométrie La hauteur moyenne annuelle des précipitations enregistrées à la station pluviométrique d’Antananarivo de 1961 à 1998 est de l’ordre de 1543 mm dont les valeurs moyennes mensuelles sont présentées dans le tableau N°2.

TABLEAU N°2 : PLUVIOMETRIE MOYENNE MENSUELLE A ANTANANARIVO( 1961-1998 ) ( MM )

Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc Année

283,0 262,6 177,1 46,2 19,6 7,4 10,0 13,3 12,4 59,3 153,0 279,4 1323,3 (Source: DMH)



- Insolation et Vitesse de vent L’insolation et la vitesse du vent sont aussi des facteurs importants pour caractériser le climat d’une région dont les valeurs mensuelles sont données dans le tableau N°3 et le tableau N°4

TABLEAU N°3 : INSOLATION MOYENNE MENSUELLE A ANTANANARIVO( 1961-1998 ) ( HEURE)

Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc Total

198,5 188,4 204,6 223,1 223,5 202,6 206,4 225,7 246,9 259,1 224,8 179,7 2583,3

TABLEAU N°4 : VITESSE MOYENNE MENSUELLE DU VENT A ANTANANARIVO( 1961-1998 ) ( KM/J)

Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

126,5 165,3 122,2 128,7 171,5 141,8 163,6 178,9 174,5 161,5 146,2 126,5 (Source: DMH).

Notons que ces paramètres sont prélevés à la station climatique d'Antananarivo à une altitude 1310 m de coordonnées 18°54' latitudes sud et 47°32' longitude Est.

1.6. HYDROGRAPHIE

La zone d’étude est drainée par deux rivières : Katsaoka et Andromba qui se joignent juste au Nord-Est du présent périmètre. Katsaoka et Andromba viennent respectivement du sud-ouest et du sud-est et elles ont des écoulements pérennes avec des crues violentes pendant les périodes cycloniques. Dans ce même bas fonds et en aval où se trouve une espace marécageuse s’étale le périmètre jusqu’au lac Tsilamahana.

1.7. GEOLOGIE

D’après les travaux du bureau géologique et les études géologiques des feuilles, les roches de la zone d'étude sont composées essentiellement par des Migmatites Granitoïdes et Gneiss micaschistes (Source: Etude géologique et prospection des feuilles au 1/100000 de Miarinarivo et d’Arivonimamo, par : G. DELU BAC-W. RAKOTOARISON – RAKOTONANAHARY Service Géologique de Madagascar 1964). Cette région fait aussi partie du socle ancien métamorphique dont la majeure partie est constituée par des sols ferrailleurs.

1.8. SOLS

Le sol de cette région est constitué essentiellement par les formations suivantes :

• Sur les hauteurs : Affleurement de latérite rouge qui caractérise le sol des hautes terres ; • Sur le versant : sol argilo – sableux ; • Sur le bas fond : Accumulation des dépôts alluvionnaires et des strates d’argiles limoneuses.



1.9. POPULATION

La région est entièrement peuplée par l'ethnie Merina avec une densité relativement élevée, et la plus forte concentration se trouve dans les zones rizicoles ou au bord de la RN1dont les habitats se repartissent en nombreux villages et hameaux.

1.10. ACTIVITES ECONOMIQUES DE LA POPULATION

Comme toutes les zones rurales du pays, l’économie de secteur primaire constitue la principale activité de la population. Pour cette zone d’étude le riz est la principale ressource, et l’élevage des bovins et l’aviculture occupent la seconde place. Toutefois, on trouve des commerçants et des artisans, considérés comme minoritaires dans la région.

1.11. SITUATION FONCIERE

Le périmètre concerné par l’étude est encore domanial. Dans la quasi - totalité, les propriétés foncières ne sont ni bornées ni titrées. La propriété se transmet de génération à génération d’une manière coutumière. Le mode de faire valoir direct est la pratique courante. A priori, on peut dire que de véritables problèmes fonciers n’existent pas encore.

Données agro-socio-économiques


2. DONNEES AGRO-SOCIO-ECONOMIQUES

Les études agro-socio-économiques consistent à connaître les contextes sociaux, économique et culturel des paysans afin de faire une approche sur la mise en valeur du projet et sur méthodologie de l’étude. Les études ont été basées sur des enquêtes auprès des autorités locales (Fokontany, Commune…), des différentes associations villageoises et des paysans exploitants.

2.1. DEMOGRAPHIE

La population concernée par le projet englobe presque tous les habitants du FKT de Tsaratanana et d’Antanimarina qui compte 1933 habitants lors du recensement en 2000. Cette population représente le 17,9% de la population de la Commune dont les caractéristiques sont les suivantes : - Densité : 77 personnes par Km²

-Taille moyenne : 5 enfants par ménage

TABLEAU N°5 : REPARTITION DE LA POPULATION DE TSARATANANA ET D’ANTANIMARINA EN ANNEE 2000

Effectif de la population Age Zone Masculin Féminin Total

Répartition ( % )

]0,18]

- Tsaratanana - Antanimarina

164 325

171 340

335 665

17,33 34,40

]18, ]

- Tsaratanana - Antanimarina

169 287

177 300

346 587

17,90 30,37

Total 945 988 1933 100 %

Répartition ( % ) 48,85 51,15 100 %

Le tableau montre que la population est encore jeune et les deux sexes sont presque du même nombre par catégorie; l’espérance de vie est celle de la moyenne nationale, située autour de 50 ans.

2.2. NIVEAU INTELLECTUEL

En général les habitants sont alphabétisés mais la majeure partie s’arrête au niveau primaire. Le tableau N°6 résume les niveaux d’instr uctions de la population suivant les classes d’âges :



TABLEAU N°6 : NIVEAUX D’INSTRUCTIONS DE LA POPULATION

Niveau d’instruction Age Zone Illettré Primaire Secondaire

]0,18] - Tsaratanana - Antanimarina

15 28

268 565

23 53

]18, ] - Tsaratanana - Antanimarina

34 40

277 533

30 67

117 1643 173 Total Répartition ( % ) 6 % 85 % 9 %

Pendant ces dernières années le taux de scolarisation des enfants devient important; il passe de 65 à 92% avec une augmentation du pourcentage de réussite à l’examen CEPE.

2.3. POPULATION ACTIVE

Les élèves dans la zone d’étude quittent l’école à l’âge de 14 à 16 ans et ils participent aux diverses activités de leurs parents jusqu’à leur indépendance qui est à l’âge de15 à 20 ans pour les filles et à l’âge 18 à 27 ans pour les garçons. La population active est de 62,9%, soit plus de la moitié de la population totale.

2.4. LES INFRASTRUCTURES PUBLIQUES OU PRIVEES EXISTANTS

Les infrastructures publiques ou privées existantes sont essentiellement : les écoles et les centres de santé.

2.4.1. L’EDUCATION ET LES INFRASTRUCTURES SCOLAIRES

Les deux FKT Antanimarina et Tsaratanana ne disposent que des écoles primaires dont les caractéristiques sont présentées dans le tableau N° 7:

TABLEAU N°7 CARACTERISTIQUES DES INFRASTRUCTURES SCOLAIRES EXISTANTES

FKT Nature de l’école

Capacité des infrastructures Etat actuel

Antanimarina 1 EPP 4 salles 3 salles à réhabiliter

Tsaratanana 1 Ecole Catholique (privée) 2 salles Neufs

L’école secondaire la plus proche de la zone d’étude se trouve au Chef lieu de la Commune à Ambatomirahavavy( à 8 Km de Tsaratanana); mais après les études primaires, élèves peuvent aller à Arivonimamo ou directement à Antananarivo selon leur choix.

2.4.2. LA SANTE ET LES INFRASTRUCTURES SANITAIRES

Pour soigner les malades, la population de cette zone d’étude possède un CSB1(Centre de Santé de Base Niveau1) installé à Antanimarina, sous la responsabilité d’un médecin



diplômé d’état assisté de quelques aides sanitaires. La maternité a une capacité de 6 lits, mais l'infrastructure existante est en mauvais état. Cette zone ne présente pas de maladie endémique; les maladies apparues fréquemment sont données au tableau N°8 :

TABLEAU N°8 MALADIES APPARUES S FREQUEMMENT

Type de maladie Taux de fréquentation Saison d’appa rition

Grippes 90% Eté et en hiver

Diarrhée 80% Saisons des pluies

Paludismes 40% Toute saison

Autres 5% -

Un autre CSBII se trouve au Chef lieu de la Commune Rurale à Ambatomirahavavy, mais l’accès est difficile surtout pendant la période de pluvieuse.

2.4.3. L’EAU POTABLE ET ENERGIE

L’accès à l’eau potable est un problème de la plupart des régions de Madagascar. Pour cette zone d’étude, la majeure partie de la population cherche l’eau à la source naturelle mais quelques ménages utilisent des eaux de puits.

Le bois, le charbon, les herbes constituent la source d’énergie de la population dont les pourcentages sont respectivement :

- Bois de chauffe : 80% - Herbes : 10% - Charbon : 2%

Le bois de chauffage est très utilisé. Vu l’insuffisance en bois de chauffage, la population se lance sur l’utilisation des herbes pour satisfaire leur besoin, ce qui provoque des effets néfastes pour l’environnement (perte de faune et flore, pollution de l’atmosphère, la coupe des herbes diminue la couverture végétale ou entraîne la nudité de la surface de sol).

2.4.4. RELIGION

La population pratique en général la religion Chrétienne et on y trouve des églises dans ces deux FKT mais les religions Catholique et Protestante sont les plus influentes grâce à leurs édifices. Par contre l’existence d’un « Doany d’Andriatsianigna » explique qu’il y a des gens qui croient encore aux pouvoirs des « razana ».



2.4.5. LOISIR ET SPORT

2.4.5.1. SPORT

Les jeunes sont les plus nombreux à participer aux activités sportives ; ils sont en général situés dans la tranche d’âge de 15 à 17 ans, ils pratiquent le football et chaque FKT possède un terrain.

2.4.5.2. L OISIR

On ne trouve aucune infrastructure réservée aux loisirs pour cette zone d’étude mais quelquefois, l’école ou l’église est utilisée comme salle d’animation.

2.5. LES ACTIVITES ECONOMIQUES DE LA POPULATION

La principale ressource de la population de la zone d’étude est basée essentiellement sur l’agriculture, en seconde position l’élevage, les autres activités sont considérées comme minoritaires.

2.5.1. L’AGRICULTURE

Les paysans dans cette zone exploitent deux catégories d’agriculture : la culture irriguée et la culture sèche.

2.5.1.1. L A CULTURE IRRIGUEE

La culture irriguée dans cette zone n’est autre que la riziculture exploitée dans la plaine dite Ankeniheny; elle constitue les 80% à 90% de la totalité des surfaces cultivées et en moyenne les exploitants possèdent 1ha de rizière.

2.5.1.2. L E SYSTEME D ’ IRRIGATION DE LA PLAINE

Un barrage a été construit par l’Etat pendant la première République et implanté à travers la rivière Katsaoka destinée pour l’irrigation de la riziculture de la plaine Ankeniheny.

2.5.1.3. TYPE DE CULTURE IRRIGUEE

- Semence Le type de semence est le riz traditionnel « vary gasy » mais quelques exploitants utilisent la semence améliorée appelée « rojo « ; certaines exploitants peuvent avoir deux récoltes de riz appelé «vary aloha » et « vary vakiambiaty » à condition qu’il n’y ait pas de phénomène d’inondation.

- Calendrier cultural Le cycle du riz pratiqué est de 5mois dont le calendrier cultural est donné au tableau N°9 :



TABLEAU N°9 DIIFFERENTE TACHE DE RIZICULTURE

Durée Période Tâche

Vary aloha Vary Vakiambiaty Vary aloha Vary Vakiamb iaty

Pépinière 30 jours 30 jours Juillet Décembre

Repiquage 45jours 45jours Août - Septembre Janvier- Février

Récolte 45jours 45jours Décembre-Janvier Mai - juin

Actuellement ce type du riz ne pose pas de problème pour les deux récoltes si la maîtrise de l’eau a eu lieu.

2.5.1.4. MATERIELS AGRICOLES

Les résultats des enquêtes auprès des usagers ont permis d’évaluer le nombre d’équipement agricole présenté dans le tableau suivant.

TABLEAU N° 10 : EQUIPEMENT AGRICOLE

Tâche Type Fokontany Tsaratanana

Labour Charrue à bœufs 260

Herse 260 Mise en boue

Pulvérisateur 6

Sarclage Sarcloir 190

Batteuse 50

Transport Charrette 100

Ce tableau montre que les exploitants n’ont pas de problèmes sur les équipements agricoles surtout sur la préparation des surfaces, compte tenu de la superficie moyenne de 1 ha par exploitation.

2.5.1.5. MODES CULTURAUX PRATIQUES , UTILISATION DES INTRANTS ET RENDEMENT

- Les modes culturaux pratiqués La plupart des exploitants de cette région pratique, la technique culturale traditionnelle, qui est sur la méthode de repiquage dit : « ketsa saritaka ». Cependant on trouve quelques paysans pratiquant la méthode de culture améliorée. Cette dernière est basée sur :

- Labour à la charrue à bœuf, - Utilisation de la herse à dents pour la mise en boue,



- Repiquage en ligne. Le traitement et l’utilisation des intrants de culture se font comme suit :

- Sarclage : un mois après le repiquage, - Entretien : utilisation des insecticides une fois par cycle de riz, - Intrants : en général les exploitants n’utilisent que les engrais naturels avec le

dosage en moyenne de 2 charrettes d’engrais correspondant à une superficie égale à 3 ares dit « ketsa 1 vavy ».

- Les rendements Le rendement varie selon le mode cultural pratiqué, le tableau suivant donne la production suivant la méthode de culture pratiquée :

TABLEAU N° 11 : LA CULTURE DE RIZ AVEC SUPERFICIE CULTIVEE ET RENDEMENT

Mode de culture Traditionnelle Améliorée

Culture Surface cultivée [ha]

Rendement [t/ha]

Surface cultivée [ha]

Rendement [t/ha]

Riz 152 1,6 38 3

Il est constaté à partir de ce tableau que la riziculture irriguée traditionnelle prédomine et occupe plus de 80 % de la surface totale cultivée. Le rendement reste faible par rapport à la moyenne nationale (1,6 tonnes / ha ). Par contre, la méthode de riziculture améliorée donne déjà des rendements nettement performants de l’ordre de 3 tonnes à l’hectare.

2.5.1.6. L ES AUTRES CULTURES

Les autres cultures sont essentiellement : cultures maraîchères, manioc, maïs, patates douces. Les cultures maraîchères sont généralement des cultures de contre saison comme concombres, courgettes, etc. … Elles sont cultivées dans la rizière après la récolte du riz, aucun chiffre exact sur la superficie cultivée pour ce type de culture n’a été disponible dans la localité. Ce type de cultures est destiné à la vente pour compléter les revenues des paysans. Le manioc, le maïs, la patate sont cultivés sur les versants ou sur les « baibo»; les exploitants prévoient ce type de culture soit pour être transformé en argent soit utilisé pour combler l’insuffisance de riz en période de soudure.

2.5.2. L’ELEVAGE

L’élevage constitue comme support de l’agriculture. On rencontre essentiellement l’élevage de bovins, de porcins et d'aviculture. L’élevage de bovins est le plus significatif. Son rôle aux activités rizicoles est très important : traction de charrue, émottage des rizières, production de fumier, moyen de transport en zone défavorisée. Les autres élevages constituent une source de revenu pour les payasans. Le tableau N°12 résume le nombre des animaux.



TABLEAU N°12 NOMBRE DES ANIMAUX DANS LA ZONE D'ETUDE

Espèces Nombres de tête Bovin 450 Porcin 200 Aviculture 1200 En moyenne les éleveurs possèdent 3 bœufs.

2.5.3. LES AUTRES ACTIVITES DE LA POPULATION

Les autres activités pratiquées par la population sont essentiellement : les épiceries (qui ravitaillent la population en produits de premières nécessités : sel, savon, pétrole, sucre, boissons), l'artisanat (ferronnerie, menuiserie, maçonnerie …).

2.6. L'ECONOMIE DE LA REGION

L’économie de cette région dépend largement de l'environnement des secteurs d’activité tels : les possibilités de production, les dépenses, les revenus et les débouchés de production.

2.6.1. DESTINATION COMMERCIALISATION ET COUT DE PRODUCTION DES PRODUCTIONS AGRICOLE

Le paddy constitue un produit stratégique pour la plupart des exploitants du périmètre. Il est destiné pour l’autoconsommation mais faute de moyen, certains sont obligés de vendre leur réserve en période de récolte. Le manioc et maïs se substituent au riz pour combler le déficit alimentaire pendant la période soudure. Les deux FKT Tsaratanana ne possèdent pas de marché local. Les producteurs sont obligés de se déplacer vers le grand marché de la Capitale pour écouler leur produit. Des intermédiaires débarquent sur les lieux pendant la saison de récolte et achètent les produits à bas prix. Le tableau suivant donne une estimation sur la consommation et la commercialisation du riz de la zone d’étude.

TABLEAU N°13 : CONSOMMATION ET COMMERCIALISATION DU RIZ DANS LA REGION DE TSARATANANA ( UNITE : TONNE)

Autoconsommation Production totale du périmètre

Besoins totaux Pourcentage Quantité

Commerciali- sation Importation

358 383 60% 215 143 25

D’après ce tableau, vu l’état actuel de fonctionnement du périmètre, la production ne pourra pas satisfaire la demande. Un besoin supplémentaire de 25 tonnes est nécessaire. On estime qu’à l’issue de ce projet ( vulgarisation et maîtrise de l’eau ) la population pourra écouler leurs surplus vers d’autres localités. Le prix de vente du paddy varie entre 800 à 1 500 FMG par kilogramme pendant la campagne. Corrélativement, face à cette impossibilité des agriculteurs de maîtriser le cours du paddy, l’importance du manioc et du concombre ne cesse de s’accroître.



2.6.2. LES REVENUS ET DEPENSES D’EXPLOITATION

La production agricole dépend de plusieurs facteurs tels que climat, technique culturale pratiquée. Actuellement les cultures de manioc, du maïs, et des cultures de contre saison (patates douces et cultures maraîchers) constituent les principales sources de revenus des exploitants de la zone d’étude qui varient d’un ménage à un autre suivant l’importance des surfaces cultivées. Pour les dépenses d’exploitation, outre les charges normales, le poids de la tradition défavorise les avantages fournis par l’entraide, les charges “repas” occasionnées par les travaux des champs étant très importantes. Les tableaux N°14 et N°15 récapitulent le cours des prix des produits pendant la saison 2001 / 2002 ainsi que les coûts des principales charges d’exploitation.

TABLEAU N° 14 : LES PRINCIPALES SOURCES DE REVENU DES EXPLOITATIONS DANS LE FOKONTANY TSARATANANA PENDANT LA SAISON 2001 / 2002

Sources du revenu Unité Prix unitaire (Fmg)

Agriculture : Riz Patate douce Manioc Maïs Haricot Arachides Concombre Pomme de terre

Kg Kg Kg Kg Kg Kg kg Kg

1 500 1 000 250 500

3 500 1 000 850

1 000 Elevage : Volailles

Tête

15 000

Autres : Salaire main d’œuvre

Homme / jour

5 000

La liste des sources de revenu est bien entendue non exhaustive. Pour le salaire de la main d’œuvre, il faudrait y adjoindre la valeur du repas du midi.

TABLEAU N°15 : LES PRINCIPAUX POSTES DE DEPENSES D’EXPLOITATION DANS LA REGION DE TSARATANANA

Poste de dépense Unité Prix unitaire (Fmg)

Intrants : - Semence paddy local - Maïs

Kg Kg

1 500 1 500

Main d'œuvre : - main d’œuvre salariée - main d’œuvre entraide

Homme / jour ( repas du

midi non compris )

repas du midi + repas du soir

5 000

Certaines dépenses sont sous-estimées dans ce tableau, notamment sur les coûts relatifs aux repas. En effet d’autres facteurs sociaux liés au prestige social viennent le plus souvent alourdir ces charges qui deviennent de facto difficilement mesurables, tant au point de vue effectif de l’entraide invitée qu’au point de vue du coût réel du repas (nourritures et boissons).



2.7. ASSOCIATION ET ORGANISATION PAYSANNE

Les usagers du périmètre sont composés d’une communauté issue d’un regroupement de descendants d’une même famille. Les usagers ont créé une Association dénommée « VONONA » dans le but de mettre en place une organisation pour améliorer le développement rural. Cette Association a obtenu un récépissé en 1988 et regroupe actuellement 212 familles. Actuellement, ces usagers sont prêts pour prendre en charge la gestion du réseau après sa réhabilitation physique. Par ailleurs, une formation et un appui, d’une part sur le fonctionnement des AUE et d’autre part sur la gestion technique du réseau, s’avèrent indispensables pour avoir une Association durable et responsable.

2.8. POTENTIALITE DE LA REGION

Divers potentiels sont trouvés dans la zone de Tsaratanana et les plus remarquables sont les ressource humanitaire et naturelle.

2.8.1. POTENTIEL HUMAIN

Les habitants de cette région présentent des atouts au point de vu potentiel de développement. Ces atouts sont caractérisés par l’homogénéité socioculturelle ( immigrant négligeable, ethnie, religion…etc.), et sont essentiellement : - La population jeune : plus de la moitié (62,9%) sont actifs et sont généralement

alphabétisée ; - Les paysans qui se consacrent beaucoup à l’agriculture, facilitant ainsi l’apprentissage à

la nouvelle technique ; - La stabilité sociale qui crée une sécurité favorable à la sédentarisation.

2.8.2. POTENTIEL AGRICOLE

La zone d'étude est essentiellement à vocation agricole importante avec les facteurs suivants : - Climat favorable à l’agriculture d’où la facilité de culture à contre saison, - Important réseau hydrographique avec une ressource en eau pérenne d’où la possibilité

de double culture de riz, - Relief diversifié avec altération de plaine et de versant et sols favorables à différentes

variétés des cultures.

2.8.3. EVALUATION SOMMAIRE DES RESSOURCES LOCALE DISPONIBLE

Dans le cadre des initiatives des Communes, Ambatomirahavavy fait partie de la région pilote au reboisement. Par conséquent, les habitants de Tsaratanàna et d‘Antanimarina sont privilégiés aux actions de reboisement entreprises dans la proximité ; mais elles restent encore insuffisantes pour constituer des ressources suffisantes en bois de construction. Le reboisement communautaire réalisé est évalué à environ 7 ha de terrain, cultivés de pins et d’eucalyptus.



Par ailleurs, le périmètre recèle d’importants gisements de matériaux de carrière et de sable. Leurs localisations par rapport aux sites des futurs chantiers de construction sont pratiquement très proches. Le tableau suivant évalue les distances entre les futurs chantiers de construction par rapport aux sources d’extraction des matériaux.

TABLEAU N°16 : DISTANCE ENTRE LES SITES DES BARRAGES ET LES MATERIAUX DE CONSTRUCTION ( KM )

Gîtes d’emprunt Matériaux de carrière Sable

2 2 2

La fourniture de matériaux de construction ne se pose pas à priori. En effet, les carrières et gîtes d’emprunt sont identifiés pendant la mission de reconnaissance et rapportés dans le tableau. Ils se trouvent tous à moins de trois heures de transport par charrette.

2.9. PROBLEME ET CONTRAINTE DE DEVELOPPEMENT DE LA ZONE D’ETUDE

Comme la plupart des cas des zones rurales du pays, les contraintes de développement sont englobées par : la voie de communication, et les non maîtrise de l’eau.

- Voie de communication

L’enclavement de la zone surtout pendant les périodes pluvieuses entraîne divers effets négatifs au développement tel que :

- Difficulté de liquidation des produits (le marché local le plus proche se trouve à

Alakamisy dans la CR de Fenoarivo à 10 km de Tsaratanàna ) ; - Difficulté rencontrée par la population en cas d’urgence de santé.

- Non maîtrise de l’eau

L’inondation du périmètre pendant la saison de pluie due au mauvais fonctionnement du réseau de drainage pose des problèmes majeurs aux paysans. La plupart des drains sont comblés par des végétations ou dépôts alluvionnaires. Toutefois, les ressources en eau sont suffisantes pour assurer l’irrigation du périmètre. Par ailleurs, les riziculteurs ne se soucient ni de la maintenance ni de l'entretien de leur périmètre. Devant cette situation, la pérennisation des infrastructures mises en place nécessite une méthode d’approche spécifique et un encadrement technique de longue durée. Une sensibilisation est nécessaire auprès des riziculteurs de Tsaratanana sur la gestion et l’entretien du réseau hydroagricole.

2.10. PROGRAMME DE DEVELOPPEMENT

Ainsi, les productions agricoles actuellement réalisées dans le périmètre sont caractérisées par : - Une pratique traditionnelle d’une riziculture irriguée qui n’arrive pas à assurer

l’autosuffisance alimentaire des exploitants,



- Une extension de cultures sur Tanety pour la culture du manioc et du maïs dont les productions attendues apparaissent élevées actuellement,

- Une pratique agricole améliorée, nouvellement vulgarisée, dont les impacts évoluent lentement mais favorablement.

La faiblesse de la productivité analysée tout au long de cette étude met en évidence le faible niveau d’intensification de tous les facteurs de production : - fertilisation du sol, - conduite de l’eau, - mécanisation, - semences, - pratiques culturales. Néanmoins, quelques indicateurs sociaux dénotent des avantages certains pour la région : taux de scolarisation élevé, cohésion et dynamique sociales prouvées.

Etudes de base technique


3. ETUDES DE BASE TECHNIQUE

Le présent chapitre consiste en l’analyse des données de base utilisées à la suite de l’étude, qui sont essentiellement : les études hydrologiques, topographiques et les besoins en eau du périmètre.

3.1. ETUDE HYDROLOGIQUE

L’objectif de l’étude hydrologique est d’estimer les différents débits de projet (apport et crue), afin de pouvoir identifier et dimensionner les types et caractéristiques des différents ouvrages à réaliser.

3.1.1. ETUDE PLUVIOMETRIQUE

La pluviométrie est un facteur primordial de la genèse de crue d’une part et de l’insuffisance de ressource d’autre part. Pour cette raison l’étude pluviométrique devra être obligatoire aux projets d’aménagement hydroagricoles. Il sera utile de connaître : la pluviométrie moyenne de différentes fréquences (année humide, année sèche ) et la pluviométrie maximale journalière. La station météorologique d’Antananarivo est la station la plus proche de la zone d’étude et les relevées des données sont disponibles en Annexe1.

3.1.1.1. PLUVIOMETRIE MOYENNE MENSUELLE ET ANNUELLE

La pluviométrie mensuelle est la somme des hauteurs de pluie tombée dans les jours du mois (28, 29, 30 ou 31 jours selon le mois considéré). La pluviométrie moyenne annuelle est la somme des pluviométries moyennes mensuelles de l’année. L’estimation des pluviométries moyennes mensuelles et annuelles se fait à partir de la loi de distribution de LAPLACE-GAUSS ou de GALTON. La loi de distribution de probabilité continue de LAPLACE-GAUSS est la plus utilisée, elle est définie par la fonction de densité de probabilité :

ePmoyP

Pf )(2

1

2

1)(

2

σ−−

πσ=

Avec P : pluviométrie de fréquence F [mm]

Pmoy : pluviométrie moyenne [mm] σ : écart-type La fonction de répartition en variable réduite P(f) est exprimée, par l’intégrale de Gauss (les valeurs de cette intégrale sont données par la table de Gauss) :

∫∞−

−=u

duuP u )2

exp(2

1)(

2

π

Avec



σ)( moyF

F

PPu

−= : variables réduites de Gauss ;

La pluie moyenne de fréquence F est donnée par : σ.FmoyF uPP −=

FuF

11−= : pour une année de fréquence F humide

FuF

1= : pour une année de fréquence F sèche

PF : pluie de fréquence F

Pmoy : pluviométrie moyenne annuelle

TABLEAU N°17 : PLUVIOMETRIE MOYENNE MENSUELLE DE DIFFERENTES FREQUENCES A LA STATION D’ANTANANARIVO (MM ).

Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juil Août Sept Oct Nov Déc An.

P2 283,0 262,6 177,1 46,2 19,6 7,4 10,0 13,3 12,4 59,3 153,0 279,4 1323

P5s 236,6 219,6 148,1 38,7 16,4 6,2 8,4 11,1 10,4 49,6 128,0 233,6 1107

P5h 212,4 197,1 132,9 34,7 14,7 5,5 7,5 9,9 9,3 44,5 114,9 209,7 993

P10s 329,3 305,6 206,1 53,8 22,8 8,6 11,7 15,4 14,5 69,1 178,1 325,1 1540

P10h 353,6 328,1 221,3 57,8 24,5 9,2 12,6 16,6 15,5 74,1 191,2 349,0 1654

P2 : pluviométrie moyenne P5s et P5h : pluviométrie quinquennale sèche et humide P10s et P10h : pluviométrie décennale sèche et humide Les détails de calcul sont donnés en annexe1

3.1.1.2. PLUVIOMETRIE MAXIMALE JOURNALIERE

La pluie maximale journalière est la hauteur de pluie maximale de 24 heures tombée pendant l’année considérée. L’estimation des pluies maximales journalières peut se faire à l’aide des différentes lois de distributions statistiques classiques telles que les lois de GUMBEL, FRECHET, PEARSON III. La distribution de GUMBEL ou loi des extrêmes est la plus utilisée pour les projets d’aménagement hydroagricole dont la fonction de distribution en variable réduite est donnée par la relation :

ueeuF−−=)(

Avec F(u) : la fréquence Les paramètres de cette distribution sont les suivants



1,28σ=ag : gradex

σ45,00 −= moyPP : variable de position

aG

oF

PPu

−= :variable réduite de Gumbel

Et d’après la fonction de distribution sont les suivants :

( )FFu lnln −−=

La pluviométrie inter-annuelle de fréquence F est donnée par la relation suivante :

GFoFauPP +=

avec

FP :pluviométrie de fréquence F

GF auP ,,0 sont définis précédemment

TABLEAU N°18 : PLUVIOMETRIES MAXIMALES JOURNALIERES DE DIFFERENTES FREQUENCES.

Période [ans]

F Pmax(24,F) [mm]

2 1/2 79,7

1/5 63,0 5 4/5 102,1

1/10 55,9 10 9/10 117,0

1/50 45,5 50 9/50 149,6

Pmax(24,F) : Pluie maximale journalière de fréquence F Les détails de calcul sont donnés en Annexe1

3.1.2. BASSIN VERSANT

Par définition un bassin versant est une surface dont tout écoulement prend la naissance à l’intérieur. Cette surface se converge vers un seul point appelé exutoire. Dans le cas de la présente étude on distingue deux types de bassins versants BV1 et BV2 : - BV1 : bassin versant au droit du barrage sur la rivière Katsaoka qui correspond à l’estimation des apports disponibles pour l’irrigation puisque l’alimentation du périmètre est assurée par la rivière Katsaoka à l’aide du barrage existant. - BV2 : bassin versant pour l’estimation du débit de crue au droit l’ouvrage dalot qui est implanté en tête du canal de drainage. En effet la protection au débordement de la rivière Katsaoka est assurée par la digue de ladite rivière, et les eaux qui inondent le périmètre, proviennent essentiellement du bassin versant latérale gauche.



La délimitation et les caractéristiques de ces bassins versants ont été déterminées à l’aide des cartes topographiques à l’échelle 1/100000.

3.1.2.1. L ES PARAMETRES GEOMETRIQUES

Les paramètres géométriques d’un bassin versant sont : la superficie, le périmètre, la longueur du plus long cheminement hydraulique et l’indice de compacité de GRAVELIUS.

Par mesure directe de la carte à l’aide de l’appareil curvimètre, on obtient le périmètre et la longueur du plus

long cheminement hydraulique et à l’aide de planimètre pour la superficie.

3.1.2.1.1.FORME DU BASSIN VERSANT

- Indice de compacité de Gravélius

L’indice de compacité de Gravélius K définit la forme du bassin versant : - Si K > 1,22 : bassin de forme allongée - Si K < 1,22 : bassin de forme ramassée L’indice K est donné par le rapport :

équivalentsurfacedecercledupérimetre

périmetreK

.....=

En développant cette formule, on a :

SPK

.2 π=

Avec P : périmètre du bassin versant [km] S : Superficie du bassin versant [km2] On trouve :

- Rectangle équivalent

On associe à un bassin versant un rectangle dont la longueur et la largeur sont définies par :

−+=

212,111.12,1

.K

SKL

LP

l −=2

avec : L : la longueur du rectangle équivalent [km] l : la largeur du rectangle équivalent[km] K : l’indice de compacité de Gravélius S : la superficie du bassin versant[Km²] Les résultats sont présentés au tableau N°19.



3.1.2.1.2. PENTE MOYENNE ET ALTITUDE MOYENNE

La pente moyenne et l’altitude moyenne d’un bassin versant sont données par les expressions suivantes :

LZZ

I).(95,0 minmax−

=

2minmax ZZ

Zmoy−

=

Avec : I : Pente moyenne du bassin versant (m/m)

Zmoy : Altitude moyenne [m]

Zmax :Altitude maximal[m]

Zmin : Altitude de l’exutoire[m] L : longueur du rectangle équivalent [m]

TABLEAU N°19 : CARACTERISTIQUES DES BASSINS VERSANT

Bassin versant

P (km )

S ( km2 )

P (Km)

L ( km )

Z max ( m )

Z min ( m )

Z moy ( m )

I ( m/km )

BV1 95 386 95 37 1872 1275 1574 16

BV2 12 8,7 12 4 1 320 1 250 1285 16,6

3.1.2.2. DETERMINATION DE LA LOI “ INTENSITE – DUREE – FREQUENCE”

Comme les intensités maximales pour différentes durées d’averses ne sont pas disponibles, on s’intéresse à la pluie maximale journalière et on doit recourir à une formule empirique pour la détermination de la loi « intensité – durée – fréquence ». La formule utilisée sera celle de MONTANA avec les résultats de différentes recherches effectuées à Madagascar sur ce domaine, plus particulièrement celles de l’ORSTOM et du BCEOM.

t

FtPFti

),(),( =

et

)24().,24(),( t bFPtFP =

Dans lesquelles i(t, F) : Intensité maximale de pluie de durée tc, de fréquence F P(t, F) : hauteur de pluie tombée pendant la durée tc pour une fréquence F[mm] P(24,F) : hauteur de pluie maximale de 24 heures fréquence F [mm] b : paramètre régional (0,14 pour la station météorologique d’Antananarivo) tc : temps de concentration [mm/h]



Le temps de concentration tc est le temps que met l’eau tombée au point hydrauliquement le plus éloigné pour arriver à l’exutoire considéré. La formule empirique de PASSINI est la plus utilisée dans l’aménagement hydroagricole, pour déterminer le temps de concentration :

I

LSct 5,0

3/1).(108,0=

avec : S : superficie du bassin versant [km2] I : pente du bassin versant [m/m] L : longueur du plus long cheminement hydraulique [km]

TABLEAU N°20 INTENSITES MAXIMALES DE PLUIE DE DUREE TC DE DIFFERENTE FREQUENCE

Année médiane Année quinquennale Année décennale Bassin versant

S

( km ² ) tc

( h ) i ( t )

(mm/h) tc

( h ) i ( t )

(mm/h) tc

( h ) i ( t )

(mm/h)

BV1 386 12,46 5,83 12,46 7,48 12,46 8,56

BV2 8,7 2,73 27,55 2,73 21,50 2,7 31,6

3.1.2.3. TEMPS DE MONTEE , TEMPS DE BASE ET TEMPS DECENTE

Le temps de monté tm est la durée qui s’écoule entre le début de l’arrivé à l’exutoire du ruissellement apparent et le maximum de l’hydrogramme. Le temps de base est la durée comprise entre le début et la fin de ruissellement de surface Le temps de décente est la durée comprise entre le début et la fin de ruissellement de surface. Pour déterminer ces trois paramètres, on choisit l' hydrogramme unitaire d’une averse présenté suivant.

Les expressions suivantes donnent les valeurs respectives de temps de base, temps de montée et temps de décente pour un hydrogramme unitaire donné :

QP

tm

tb

td



bd

bm

cb

tt

tt

tt

3

23

1

2

=

=

=

3.1.3. ESTIMATION DES APPORTS

L’estimation des apports consiste à calculer le débit moyen annuel ou mensuel d’une rivière ou d’un bassin versant afin d’évaluer le débit disponible à prélever pour l’irrigation et le débit de base nécessaire pour le calcul du module de drainage. On propose deux méthodes de calcul : - Méthode statistique ou des stations de référence - Méthode empirique ou CTGREF

3.1.3.1. METHODE STATION DE REFERENCE

3.1.3.1.1. APPORT MOYEN ANNUEL

La méthode des stations de référence est une méthode statistique ; elle est basée sur l’exploitation des valeurs enregistrées sur les stations hygrométriques. L’opération s’effectue en trois étapes : - Chercher la ou les stations hygrométriques la plus proche qui dispose un nombre suffisant d’observation (plus de 15 ) ; - Faire l’ajustement statistique des données observées sur la ou les stations de référence selon la loi de GAUSS(loi statistique la plus utilisées pour les valeurs moyennes) ; - Calculer le débit spécifique qSR de chaque station hygrométrique de référence.

SRSR S

Qq =

avec :

référence destation la de spécifiquedébit :

référence destation la desant bassin verdu surface:

référence destation la dedebit :

SR

SR

q

S

Q

- Les apports annuels de la rivière sont déterminés de la manière suivante :

BVBV SqKQ ..= avec :

BVq : débit spécifique du bassin versant du bassin versant égal à celui de la station de référence



SRBV qq = SBV : superficie du bassin versant considéré K : coefficient multiplicateur autour de 1 selon la couverture végétale QBV : l’apport annuel du bassin versant

TABLEAU N°21 : APPORTS INTERRANNUELS– METHODE STATION DE REFERENCE

Apport en année sèche Apport en année humide Site

Apport moyen

annuel ( l/s ) quinquennale décennale quinquennale décennale

Barrage 10306 8260 7257 12699 14012

Dalot1 232 186 164 286 315

3.1.3.1.2. APPORT MOYEN MENSUEL

L’apport moyen mensuel Qm est obtenu par

Qm = Qa. R .12

Avec

Qa : apport annuel de fréquence F

R = R1 : coefficients de répartitions mensuelles définis par ALDEGHERI dans l’étude hydrologique des PPI de la première tranche, ses valeurs sont disponibles en annexe1 Les résultats obtenus au droit de la prise sont présentés ci-après :

TABLEAU N°22 : APPORTS MENSUELS AU DROIT DU BARRAGE – METHODE STATION DE REFERENCE(L/S)

Période année sèche


2ans 20901 20654 21148 11996 7049 5070 4576 4204 3215 2968 5936 15954

5ans 16752 16554 16950 9 615 5 650 4 064 3 668 3 370 2 577 2 379 4 758 12787

10ans 14717 14543 14891 8 447 4 964 3 570 3 222 2 961 2 264 2 090 4 180 11234

TABLEAU N°23 : APPORTS MENSUELS AU DROIT DU DALOT1– METHODE STATION DE REFERENCE(L/S)

Période année

humide Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

2ans 471 466 477 270 159 114 103 95 72 67 134 360

5ans 580 574 587 333 196 141 127 117 89 82 165 443

10ans 640 633 648 368 216 155 140 129 99 91 182 489

3.1.3.2. METHODE CTGREF

La méthode CTGREF est une méthode empirique basée sur la formule



( ) 31

35

100..

5,31

= mZBPSQ

Dans laquelle : Q : apport moyen annuel (l/s) P : Pluviométrie moyenne annuelle ( mm ) Z m : Altitude moyenne du bassin versant considéré ( m ) B : coefficient régional égal à 50 pour la zone d’étude. S : Superficie du bassin versant ( km ² ) Les apports de différentes fréquences seront obtenues en prenant les pluviométries de même fréquence avec les mêmes répartitions mensuelles définies ci-avant. L’application de la méthode pour le barrage donne les résultats ci-après.

TABLEAU N°24 : APPORTS INTERRANNUELS– METHODE CTGREF

Apport en année sèche Apport en année humide site

Apport moyen

annuel (l/s) Quinquennale

(l/s) Décennale

(l/s) Quinquennale

(l/s) Décennale

(l/s)

Barrage 7 218 5 358 4 474 9 293 10 462

Dalot1 152 113 94 196 220

Les apports mensuels sont obtenus de la même manière que pour la méthode des stations de référence.

TABLEAU N°25 : APPORTS MENSUELS AU DROIT DU BARRAGE – METHODE CTGREF(L/S)

Période année sèche


2ans 14638 14464 14811 8402 4937 3551 3205 2945 2252 2079 4157 11173

5ans 10866 10737 10994 6237 3665 2636 2379 2186 1672 1543 3086 8294

10ans 9073 8966 9180 5208 3060 2201 1986 1825 1396 1289 2577 6926

TABLEAU N°26 : APPORTS MENSUELS AU DROIT DU DALOT1– METHODE CTGREF(L/S)

Période année

humide Janv Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

2ans 308 305 312 177 104 75 68 62 47 44 88 235

5ans 397 392 402 228 134 96 87 80 61 56 113 303

10ans 447 442 452 257 151 108 98 90 69 63 127 341

3.1.3.3. SYNTHESE DES CALCULS DES APPORTS

Les apports calculés par la méthode CTGREF sont très faibles par rapport à ceux obtenus par la méthode des stations de référence. Les débits observés sur terrain pendant la mission de reconnaissance (mois de janvier 2003) sont beaucoup plus proches des résultats obtenus par la méthode des stations de référence que ceux de la méthode CETGREF. Il est donc préférable de retenir les résultats de la méthode des stations de référence.



TABLEAU N°27: APPORTS MENSUELS RETENUS AU DROIT DU BARRAGE (PERIODE QUINQUENNALE SECHE) [L/S]

Jan Fév Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

16 752 16 554 16 950 9 615 5 650 4 064 3 668 3 370 2 577 2 379 4 758 12 787

TABLEAU N° 28 : DEBIT DE BASE AU DROIT DU DALOT1 (PERIODE QUINQUENNALE HUMIDE)[L/S]


580 574 587 333 196 141 127 117 89 82 165 443

3.1.4. ESTIMATION DES CRUES

L’estimation des crues est très important car elle permet d’avoir une bonne dimensionnement des ouvrages à prévoir. En général les débits de crues sont estimés par les méthodes statistiques ou empiriques. Pour la présente étude, la méthode statistique n’est pas valable, car à Madagascar le plus petit bassin versant des stations hydrométriques ayant des données suffisantes pour l’ajustement statistique est de 95 km², qui est trop grand par rapport au bassin versant de Tsaratanana qui est de 8,7 km². Ainsi, l'estimation des crues s'effectue par les méthodes empiriques Elle est déterminée de deux manières : - par la méthode rationnelle, - par la méthode Louis DURET,

3.1.4.1. METHODE RATIONNELLE

La méthode rationnelle est utilisée en principe pour les petits bassins versants (superficie inférieure à 4 km², et à la limite inférieure à 10 km²). Elle est basée sur la formule suivante : Q = 0,278 C . i .S dans laquelle : Q : débit de crue (m3/s) C : coefficient de ruissellement : c’est un paramètre du bassin versant ; il diminue lorsque la superficie augmente par ailleurs il varie dans le même sens que la pente du bassin versant. Un terrain perméable et une couverture dense abaissent considérablement le coefficient C, estimé à 0,5 pour la région. S : superficie du bassin versant (km ²) i : intensité de pluie (mm/h) exprimée par la formule du type MONTANA

ttP

i)(=

( )btFPtP24

),24max()( =

avec b :paramètre régional définit par BCEOM, égal à 0,14 pour Tananarive

Pmax( 24, F ) : Pluie maximale journalière de fréquence F[mm].



La crue maximale pour une fréquence donnée est obtenue en prenant un temps t égal au temps de concentration tc évalué ici par la formule de PASSINI

ILStc

3 ..108,0=

Avec tc : temps de concentration [heures] S : superficie du bassin versant [ km ² ] L : longueur du plus long cheminement hydraulique [ km] I : pente du bassin versant [ m/m ] L’application de cette méthode au bassin versant BV2 donne les résultats ci-après :

TABLEAU N°29 : DEBITS DE CRUE DE DIFFERENTES FREQUENCES POUR LE BASSIN BV2 ( M3/S ) – METHODE RATIONNELLE

PERIODE EN ANNEE HUMIDE

2 5 10 50 tc [h]

i ( t ) [mm/h]

Q2 [m3/s]

tc [h]

i ( t ) [mm/h]

Q5 [m3/s]

tc [h]

i ( t ) [mm/h]

Q10 [m3/s]

tc [h]

i ( t ) [mm/h]

Q50 [m3/s]

2,73 21,50 26,0 2,73 27,55 33,32 2,73 31,56 38,2 2,73 40,37 48,8

3.1.4.2. METHODE L OUIS DURET

La méthode Louis DURET est également une méthode empirique. Elle est plutôt applicable pour les bassins versants de superficie supérieure à 10 km² et le débit des crues est estimé par la formule de type :

QF = K .Sα

. I0,32

. P(24,F) . [1 – 36 / P(24,F)]2

Dans cette formule Q F : débit de crue de fréquence F [m3/s]

P(24,F) : pluviométrie maximale journalière de même fréquence F[mm] S : superficie du bassin versant [km²] I : pente moyenne du bassin versant [m/km] Une formule simplifiée a été donnée par SOMEAH dans les rapports des études de réhabilitation des Petits Périmètres Irrigués des zones des hautes terres centrales (Zones Antsirabe et Ambositra) :

Q F = 0,002 . S 0,8

. I 0,32

. [Pmax(24,F)] 1,39

pour S > 150km²

Q F = 0,009 . S 0,5

. I 0,32

. [Pmax(24,F)] 1,39

pour S < 150km² dans lesquelles : Q F : débit de crue de fréquence F [m3/s]

Pmax(24,F) : pluviométrie maximale journalière de même fréquence F[mm] S : superficie du bassin versant [km²] I : pente moyenne du bassin versant [m/km]



L’application de cette méthode aux bassins versants concernés donne les résultats ci-après

TABLEAU N°30 : DEBITS DE CRUE DE DIFFERENTES FREQUENCES AU DROIT DU DALOT ( M3/S ) – METHODE L. DURET

S [km2] I [m/km] Q2 [m3/s] Q5 [m3/s] Q10 [m3/s] Q50 [m3/s]

8,7 17 28,7 40,5 48,9 68,9

3.1.4.3. SYNTHESE DES CALCULS DU DEBIT DES CRUES

Le choix de la méthode utilisée dépend de la superficie du bassin versant du site étudié. Comme la superficie du bassin versant étudié est comprise entre 4 et 10 km² on peut donc appliquer les deux méthodes pour estimer les débits de crue à retenir pour le dimensionnement des ouvrages. En tenant compte des valeurs obtenues sur les deux méthodes qui sont plus ou moins proches, il est préférable de prendre la moyenne.

TABLEAU N°31 DEBITS DE CRUE DE DIFFERENTES FREQUENCES RETENUES AU DROIT DU DALOT

site S [Km2] Q2 [m3/s] Q5 [m3/s] Q10 [m3/s] Q50 [m3/s]

Dalot1 8,7 27,3 36,9 43,5 58,8

3.1.5. TOPOGRAPHIE

L’étude topographique est indispensable pour le choix de type et implantation des ouvrages nécessaires d’un tel projet ; elle permet de tracer les plans, de connaître les différentes distances, pentes et dénivellations. Les travaux topographiques effectués sur terrain sont les suivants : - Levés de détail des sites d’ouvrages projetés : site de la prise, sites des ouvrages particuliers (ouvrage de réalimentation, dalot sous piste) - Profils en long et en travers de l’avant – canal - Profils en long et en travers de la digue en rive gauche de la rivière d’Andromba Les tracés de ces différentes profile sont présentés au plan d’ensemble disponibles en annexe



3.2. BESOINS EN EAU DU PERIMETRE

Le besoin en eau de la riziculture a pour but de connaître le débit nécessaire pour l’irrigation afin d’établir l’adéquation ressource besoin. On établit deux méthodes de calcul pour la détermination de besoin en eau : - calcul direct - calcul en utilisant le logiciel CROPWAT

3.2.1. METHODE CALCUL DIRECT

Cette méthode est basée par application directe de différentes formules sans avoir recours au logiciel spécial. Le besoin en eau dépend principalement de l’évapotranspiration, de la pluie, des plantes et du mode de culture pratiqué.

3.2.1.1. EVAPOTRANSPIRATION

L'évapotranspiration est l’effet combiné de la transpiration végétale et de l'évaporation de l’eau dans le sol ; on la définit également par la quantité de l’eau : - D’une part transpirée par les plantes par ses racines - D’autre part évaporée directement à partir du sol L'évapotranspiration met en jeu trois facteurs : le climat, le sol et les plantes. Les facteurs dépendant du climat sont : • L’état de saturation de l’air qui détermine le flux de vapeur d’eau dans l’atmosphère • Le rayonnement solaire, qui est la principale source d’énergie • Le vent qui accentue les effets du déficit de saturation • La température, qui commande en partie l’état de saturation • La durée du jour, le degré hydrométrique de l’air, la pluviométrie • L’évapotranspiration est aussi tributaire de la plante (variété, stade de végétation, densité de couverture du sol…) • Le sol intervient par sa capacité de rétention qui influe la quantité d’eau susceptible de s’évaporer L'évapotranspiration est assez mal définie car la quantité d’eau évaporée et transpirée dépend dans une certaine mesure du taux d’humidité préexistant dans le sol.

3.2.1.1.1. EVAPOTRANSPIRATION POTENTIELLE ETP

L’évapotranspiration potentielle est la quantité maximale de l'évapotranspiration : c’est la quantité maximale d’eau susceptible d’être perdue par évaporation par un sol avec une couverture végétale entièrement en pleine croissance et bien alimentée en eau.

3.2.1.1.2. EVAPOTRANSPIRATION REELLE ETR

Les hypothèses de l’ETP ne sont pas bien réalisées et on parle d'évapotranspiration réelle ETr .

3.2.1.1.3. ETR MAXIMAL

C’est la quantité maximale de l’Etr. Les valeurs maximales possibles de l’évapotranspiration sont obtenues en admettant deux hypothèses :



- Le taux d’humidité obtenu du sol est maintenu à une valeur très voisine de celle de la rétention - Le développement végétatif est optimal par le biais d’un coefficient cultural Kc l’ETrm pour une plante donnée

3.2.1.2. CALCUL DE L ’ETP

Il y a déjà plusieurs méthodes pour déterminer l’évapotranspiration : - Méthodes d’ajustement statistique à partir des résultats d’expérimentation (BLANEY-CRIDDLE, TURC, THORNTWAIT, etc. …) - Résultats d’une analyse de l’ETP en tant que processus énergétique et faisant intervenir les paramètres tels que la radiation solaire, le pouvoir desséchant de l’air (PENMANN, BROCHET etc. …)

3.2.1.2.1. METHODE BLANEY-CRIDDLE

La formule Blaney-Criddle est une formule empirique ; elle est basée sur la température et la durée du jour, l’ETP est exprimé par :

)13,8457,0( += tpETP Avec : ETP :évapotranspiration potentielle [mm/mois] t :température moyenne mensuel [°C] p : pourcentage d’heure diurne pendant le mois considéré par rapport au nombre d’heure diurne annuelle

3.2.1.2.2. METHODE PENMANN ET PENMANN MODIFIE

La formule Penmann découle directement du bilan d’énergie. Elle nécessite un nombre assez important d’information climatique rarement disponible sur une même station ETP = c . [ W.Rn + (1-W) . f(u) . (ea – ed)] Avec : ETP : évapotranspiration potentielle [mm/j] c : fonction corrective dépendant de la vitesse du vent diurne, du rapport entre vitesse des vents diurnes et nocturnes, de l’humidité relative maximum, de l’intensité de radiation solaire W : facteur de pondération rendant compte de l’effet de rayonnement sur l’ETP à différente température et altitude Rn :radiation nette

Rn =(1-α) x Rs/58,5-Rnl

α :Albédo net(chaleur latente de vaporisation)[mm/j] Rs : radiation solaire mesurée ou estimé[gcal/cm²]

Rs =Ra x (0,25+0,5n/N)

Ra : radiation solaire extra-terrestre n/N : Insolation relative n : durée d’insolation[h/j] N : durée astronomique du jour [h] Rnl :Radiation émise par la terre, fonction de la température moyenne, de la pression de vapeur et de la nébulosité



Rnl= f(t) x f(ed) x f(n/N) [mm/j] f(t)=σTk4

f(ed)=0,34 - 0,044(ed)^0,5 f(n/N)=0,1+0,9xn/N

σ : constante de Stéfan Boltzman Tk : température moyenne de l’air[°K] f(t) : correction pour l’effet de la température sur le rayonnement net de grande longueur d’onde Rnl f(ed)correction pour l’effet du rapport entre le nombre réel et le nombre astronomique f(u) : fonction de la vitesse moyenne du vent à 2m de la hauteur corrigée avec un facteur correctif de la vitesse[Km/j]

f(u)=0,27 . (1 + 0,01 . U2) U2 :vitesse moyenne du vent à 2m du sol ea-ed :Déficit de saturation de l’air en vapeur d’eau ea :pression de vapeur saturée[mbars] ed : tension de vapeur mesurée[mbars] ed = 0,01 x ea x RH RH : humidité relative moyenne [%]

3.2.1.2.3.METHODE TURC

La méthode de Turc est basée sur la formule suivante

15)50(40,0

++=

t

tgIETP

Avec : ETP : évapotranspiration potentielle [mm/j] t : température moyenne mensuelle du mois [°C] Ig : radiation globale du mois considéré [Cal/cm²/jour]

)0,62.(0,18AII gg Nn+=

IgA : radiation maximale théorique [Cal/cm²/jour] N : durée astronomique du jour(cf. Tableau) [h/mois] n : durée d’insolation de la station[h/mois] n/N : Insolation relative pendant la période considéré Remarque : cette formule n’est pas valable pour l’humidité relative >50%

TABLEAU N°32: CALCUL EVAPOTRANSPIRATION [MM]

Méthode Jan Fév Mar Avr. Mai. Jun Juil Aut Sep Oct. Nov Dec Année

TURC 111 124 108 110 89 78 77 91 113 134 128 122 1287

BLANEY-CRIDDLE 87 74 78 82 76 62 62 67 76 92 74 84 913

PENMANN 139 124 124 113 95 76 82 97 121 145 148 132 1396



3.2.1.2.4. SYNTHESE DES CALCULS DE L'EVAPOTRANSPIRATION

On choisit la suite de calcul les valeurs de l’ETP obtenues par la formule Penmann puisqu'elle utilise plus de paramètres de l'évapotranspiration par rapport aux autres, donc elle présente plus de sécurité.

TABLEAU N°33 EVAPOTRANSPIRATION RETENUS AU CALCUL DE LA BESOIN EN EAU(MM)

Jan. Fév. Mar. Avr. Mai. Juin Juil. Août Sep Oct. Nov. Dec Année

139 124 124 113 95 76 82 97 121 145 148 132 1396

3.2.1.3. CALCUL DU BESOIN EN EAU

- Pluviométrie

La pluviométrie qui entre dans le calcul des besoins en eau est la pluie efficace estimée à 80% de la hauteur de pluie qui tombe dans le bassin versant, plafonnée à 100 mm. Le calcul se fait en année quinquennale sèche (cf. paragraphe 3.1.1).

- Coefficient cultural Le coefficient cultural est lié au stade végétatif de la plante. Pour le riz, il varie linéairement de 1,10 à 0,95 du stade du repiquage jusqu’au stade de la récolte. Il dépend également du degré de couverture du sol en cas d’étalement de repiquage.

- Besoins en eau de la plante Les besoins en eau de la plante s’expriment par la formule : ecp PETPKB −= .

avec : Kc = coefficient cultural ETP = évapotranspiration potentielle[mm] Pe = pluie efficace[mm]

- Besoins en eau liés à la pratique culturale Les besoins relatifs à la pratique culturale est la somme des besoins nécessaires aux opérations suivantes : - Mise en boue de la parcelle, compte tenu de la nature pédologie des sols argileux MB =150 mm d'eau - Remplissage des clos : RP = 100 mm d'eau - Assec : apport d'eau après le sarclage : Assec = 100 mm d'eau - Entretien : ENT = 50 mm d'eau.

- Besoin brut (BB) Ce besoin est la somme des besoins de la plante avec les besoins liés à la pratique culturale.

- Besoin net (BN) Ce sont les volumes d’eau qui permettent la compensation des pertes dans les réseaux et les pertes au niveau des parcelles ; ces besoins sont donnés par la relation suivante:



geBBBN=

Avec :

eg : efficience globale du réseau égale à 0,5 BB :besoin brut [m3/ha] BN :besoin net [m3/ha]

- Calendrier cultural D’après les enquêtes sur terrain, les exploitants connaissent deux saisons de culture � Riz de 1ère saison dit : « Vary aloha », Il est repiqué aux mois août – septembre et la

récolte aux mois de Décembre – Janvier. Actuellement les semis en pépinières ont eu lieu au mois de Juillet.

� Riz de 2ème saison dit « Vakiambiaty », Il est repiqué en janvier – février et la récolte au

mois de Mai avec les semis en pépinière qui coïncident au mois de la récolte de la 1ère saison.

- Débit fictif continu (dfc) C’est le débit fourni d’une façon continue (24 hures sur 24 ) permettant de satisfaire les besoins d’une période donnée par unité de surface :

86400..1000

NBNdfc=

avec : dfc : débit fictif continu [l/s/ha] BN : besoin net [m3/ha] N : nombre de jours du mois considéré [jours]

- Résultats des calculs En plus des renseignements et valeurs fixées ci-avant, les autres hypothèses de base de calcul sont les suivantes :

� Efficience du réseau eg = 0,5 � Etalement de repiquage e = 6 semaines Les besoins en eau suivant la date de début de repiquage sont présentés aux tableaux ci-dessous suivant la date de repiquage.

TABLEAUX N°34 : BESOINS EN EAU SUIVANT LES DATES DU DEBUT DE REPIQUAGE DE REPIQUAGE

Début de repiquage :1 er Août.

Août Sept Oct Nov Déc Janv

BB [mm] 229,3 275,3 180,9 100,5 77,3 16,7

BB [m3/ha] 2293,4 2753 1809 1005 773,4 166,67

BN [m3/ha] 4587 5506 3619 2010 1547 333

dfc (l/s/ha) 1,7 2,1 1,4 0,8 0,6 0,1



Début de repiquage :1 er Janvier.

Janv Fév Mars Avril Mai Juin

BB [mm] 200,0 236,1 116,0 101,2 79,5 19,4

BB [m3/ha] 2000 2361 1160 1012 795 194

BN [m3/ha] 4000 4722 2319 2024 1591 389

dfc (l/s/ha) 1,5 1,8 0,9 0,8 0,6 0,1

Les besoins en eau de pointe sont respectivement de 2,1 – 1,8 l/s/ha suivant le début de repiquage au 1er Août, 1er Janv.

Le détail de calcul des besoins en eau est présenté en Annexe.

3.2.2. METHODE EN UTILISANT LE LOGICIEL CROPWAT

3.2.2.1. PRESENTATION DU LOGICIEL CROPWAT

Le CROPWAT /Version 5.7-octobre 1991 est un logiciel développé par Martin Smith de la Division de la mise en valeur des Terres et des Eaux de la FAO. Ce logiciel permet d’effectuer les opération suivantes : - Le calcul de l’évapotranspiration ; - Le calcul des besoins en eau des cultures ; - Le calcul des besoins d’irrigation à partir des données concernant les cultures ; - L’élaboration des pilotages d’irrigation pour différentes conditions de gestion et le calcul d’alimentation en eau du périmètre pour les plans de culture variés.

3.2.2.2. FORMULE DE L ’ETP UTILISEE PAR LE LOGICIEL CROPWAT

Le calcul de l’évapotranspiration de référence à partir des données climatiques, selon la méthode de PENMANN-MONTEITH peut être effectué en choisissant l’option1 du menu principal. Les données nécessaires au calcul ETP sont : - Information de base sur la station climatique : nom, altitude, latitude, longitude ; - Données climatiques mensuelles : température, humidité relative, insolation journalière et vitesse du vent. La formule de PENMAN-MONTEITH s’exprime par :

)20,34uγ(1∆

)aes(e2u273T

900G)∆(Rn0,408ETP ++

−++−=

Avec : ETP : Evapotranspiration potentielle [mm/jour]



Rn : Radiation nette a la surface de la culture [mjm-2/jour] G : Radiation du sol [MJm-2/jour] T : Température journalière moyenne à 2m d’altitude [°C] U2 :Vitesse du vent à 2m d’altitude [m/s]

es : Pression de vapeur à saturation [kPa]

ea : Pression de vapeur actuelle [kPa]

es – ea : Déficit de pression de vapeur [kPa] ∆ : Pente de la pression de vapeur [kPa/°C] γ : Constante psychométrique [kPa/°C]

3.2.2.3. L ES ETAPES DE CALCUL BESOIN EN EAU DANS LE LOGICIEL CROPWAT

Pour procéder au calcul des besoins en eau des cultures, on sélectionne l’option 2 du menu principal « besoin en eau des cultures ». Le programme de calcul de besoin en eau et l’entrée des données se font en deux étapes : - l’entrée des données climatiques - l’entrée des données concernant la culture et la date de plantation

3.2.2.4. APPLICATION DE LA PROGRAMMATION AU CALCUL DES BESOINS EN EAU DU PERIMETRE DE TSARATANANA

3.2.2.4.1. EVAPOTRANSPIRATION

Les données nécessaires sont :Température maximale et minimale, coordonnées géographique et altitude de la station climatique. Les résultats sont présentés au tableau suivant.

TABLEAU N°35 : EVAPOTRANSPIRATION DE REFERENCE ETO DE PENMAN-MONTEITH A ANTANANARIVO

Evapotranspiration de référence ETo de PENMAN-MONTE ITH Pays : Madagascar Station climatique : Antananarivo ( 20 ans ) Altitude : 1310 mètres Coordonnées : 18.54 LS 47.32 LE

Mois Tmax [°C]

Tmin [°C]

Humidité relative

[%]

Vitesse du vent [km/jour]

Insolation [h]

Radiation [MJ/m².jour]

ETo PenMon [mm/jour]

Janvier 25,7 16,6 85 121 6,5 8,4 2,64 Février 25,9 16,9 85 104 7,2 10,2 13,3 Mars 25,4 16,3 87 121 6,3 11,1 3,28 Avril 24,8 15,2 83 121 7,9 13,1 3,86 Mai 22,9 12,9 82 121 7,3 12,7 3,61 Juin 20,9 10,8 84 121 7,1 12,4 3,33 Juillet 20,2 10,3 82 121 6,9 12,1 3,26 Août 20,6 10,3 81 121 7,5 12,4 3,38 Septembre 23,0 11,3 78 121 8,2 12,3 3,58 Octobre 25,2 13,4 77 121 8,7 11,4 3,53 Novembre 26,0 15,1 75 104 7,5 9,0 3,00 Décembre 25,8 16,3 84 121 6,7 8,1 2,58 Année 23,9 13,8 82 118 7,3 11,1 1191



3.2.2.4.2. CALCUL DU BESOIN EN EAU

Les paramètres utilisés dans le calcul du besoin en eau concernent la pluviométrie et la riziculture (phase de croissance, coefficient cultural, l’apport pour la préparation du sol, la superficie des pépinières, la date de repiquage, l’efficience du réseau et le taux de percolation).

- Pluviométrie efficace Parmi les 3 formules proposées par le logiciel, on choisit la suivante qui est la plus utilisée en aménagement hydroagricole : La pluie efficace estimée à 80% de la hauteur de pluie qui tombe dans le bassin versant, plafonnée à 100 mm. Le calcul se fait en année quinquennale sèche (cf. paragraphe 3.1.1).

- Coefficient cultural Le coefficient cultural est lié au stade végétatif de la plante. Pour le riz, il varie linéairement de 1,20 à 0,95 du stade de pépinière jusqu’au stade de la récolte. Il dépend également du degré de couverture du sol en cas d’étalement de repiquage.

- Durée des phases de croissance Le riz immergé a 6 phases en incluant les périodes correspondant à la croissance en pépinière et à la préparation du sol. La durée de chaque phase est fixée comme suit :

� Pépinière : 30 jours � Préparation du sol : 20 jours � Phase initiale correspondant à la période de repiquage : 45 jours � Phase de développement : 30 jours � Mi – saison : 40 jours � Arrière saison : 30 jours.

- Apport pour la préparation de sol : 180 [mm] d’eau

- Superficie de la pépinière : 10% de la superficie à repiquer

- Taux de percolation du sol : 1,5 [mm] d’eau par jour

- Début de repiquage :

� riz de première saison : 1ère Août � riz de 2èmesaison :1èreJanvier

Etudes de base technique.


TABLEAUX N°36 : BESOINS EN EAU SUIVANT LA DATE DU DEBUT DE REPIQUAGE

Début de repiquage : 1ère Août

Juillet Août Septembre Octobre Novembre Décembre

Décade 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3

Besoins ( mm ) 23,3 97,7 119,8 49,3 49,4 50,2 51,7 52,7 48, 43,3 38,7 30,1 20,3 11,2 8,9 4,4 0 5,0

Besoins ( m3/ha ) 233 977 1198 493 494 502 517 527 480 433 387 301 203 112 89 44 0 50

Besoins nets ( m3/ha) 466 1954 2396 986 988 1004 1034 1054 960 866 774 602 406 224 178 88 0 100

Dfc ( l/s/ha ) 0,5 2,3 2,8 1,1 1,14 1,16 1,20 1,2 1,1 1,0 0,9 0,7 0,3 0,3 0,2 0,1 0 0,1

Début de repiquage : 1ère Janvier Décembre Janvier Février Mars Avril Mai

Décade 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3 1 2 3

Besoins ( mm ) 19,4 85,0 89,5 10,3 10,3 12,1 13,9 15,6 17,8 17,7 18,7 27,6 30,8 47,8 46,4 42,6 37,6 16,8

Besoins ( m3/ha ) 194 850 895 103 103 121 139 156 178 177 187 276 380 478 464 426 376 168

Besoins net ( m3/ha ) 388 1700 1790 206 206 242 278 312 356 354 374 552 760 956 928 852 742 336

Dfc ( l/s/ha ) 0,5 2,0 2,1 0,2 0,2 0,3 0,3 0,4 0,4 0,4 0,4 0,6 0,9 1,1 1,1 1,0 0,9 0,4

Diagnostic de la situation actuelle

Mémoire de fin d'études 38

3.2.3. RECAPITULATION DES CALCULS BESOIN EN EAU

Les débits fictifs continus obtenus par les deux méthodes et suivant les dates de répiquage sont présentés aux tableaux N°37.

TABLEAU 37: DEBIT FICTIF CONTINU SUIVANT LES DATES DU DEBUT DE REPIQUAGE

DEBUT DE REPIQUAGE : 1ERE AOUT

Juil Août Sept Oct Nov Déc Janv

Calcul direct - 1,7 2,1 1,4 0,8 0,6 0,1

Calcul CROPWAT 2,8 1,2 1,2 1,0 0,47 0,12 -

DEBUT DE REPIQUAGE : 1ERE JANVIER

Déc Janv Fév Mars Avr Mai Juin

Calcul direct - 1,5 1,8 0,9 0,8 0,6 0,1

Calcul CROPWAT 2,1 0,3 0,4 0,6 1,1 1,0 -

Dans la suite, on retient les résultats donnés par la méthode CROPWAT puisqu’ils présentent plus de sécurité au dimensionnement des ouvrages par rapport aux résultats de la méthode par calcul direct. Les dfc de pointe à retenir sont donc 2,8 l/s/ha et 2,1 l/s/ha suivant le début de repiquages 1ère Août et 1ère Janvier.

3.2.4. ADEQUATION RESSOURCE BESOIN

D’après l’estimation des apports et le calcul du besoin en eau, les ressources disponibles sont suffisantes pour satisfaire aux besoins de l’ensemble du périmètre en admettant les périodes de repiquage défini précédemment.

3.3. MODULE D’ASSAINISSEMENT AGRICOLE

Le module d’assainissement agricole est l’équivalent du dfc pour le drainage ; c’est donc le débit spécifique d’un bassin versant, il est utilisé pour le dimensionnement du réseau de drainage avec ses différents équipements.

3.3.1. HYPOTHESE DE CALCUL

On admet les hypothèses suivantes dans le calcul du module d’assainissement :

- Temps de submersion admissible pour la culture riz : tadm = 3 [jours]. - Concernant la pluviométrie maximale journalière, on prend la fréquence quinquennale humide.



3.3.2. METHODE UTILISEE

On détermine le module d’assainissement en utilisant l’hydrogramme de crue unitaire pour calculer le volume d’eau provoqué par le débit de crue et provoquer par le débit de base dans le bassin versant. Pour le calcul de volume de base le temps de base est égal au temps de submersion admissible de riziculture tb = tadm = 3jours.

3.3.3. VOLUME DE POINTE

Le volume de pointe Vp est le volume d’eau provenant du bassin versant et provoqué par la pluviométrie maximale journalière pendant le temps de concentration tc, il est exprimé par :

cQctpV .=

avec tc : temps de concentration [s] Qc : débit de crue [m3/s] On trouve dans le chapitre II : Qc = 36,9 [m3/s] tc = 9828 [s] D’où Vp = 362653 [m3]

3.3.4. VOLUME DE BASE

Le volume de base Vb est le volume d’eau provenant du débit de base pendant le temps de base des ruisseaux qui participent à l’inondation du périmètre, il est exprimé par :

bbb tQV .=

avec

tb :temps de base égale à 3jours.

Qb : débit de base [m3/s].

Le débit de base Qb est le débit du mois de mars, le plus élevé de l’année comme le montre le tableau ci-après, pour la fréquence choisie au dimensionnement du réseau d’assainissement qui est ici la fréquence quinquennale humide.

TABLEAU N°38: APPORTS QUINQUENNAUX HUMIDESS MENSUELS RETENUS POUR LE BV1 CONSIDERE (L/S)


580 563 584 333 196 141 127 117 89 82 165 440

Le volume d’eau correspondant au débit de base 3 jours est donc : Vb = 0,584 x 3 x 86400 = 151 349 [m3]

3.3.5. VOLUME D’EAU A EVACUER PENDANT 3JOURS

Le volume d’eau à évacuer pendant 3 jours V est la somme des deux volumes d’eau précédents

bVcVV +=

avec



Vp : volume de pointe Vb : volume de base

3.3.6. CALCUL DU MODULE D ’ASSAINISSEMENT

Le module d’assainissement agricole est déterminé par le débit spécifique correspondant à l’évacuation du volume d’eau total passant à l’exutoire d’un bassin versant donné pendant la durée de submersion admissible pour la riziculture. Ainsi le module d’assainissement est donné par la formule suivante :

S864003V

q××××××××

====

avec S : superficie du bassin versant V : volume d’eau à évacuer pendant 3 jours q : module d’assainissement agricole l/s/ha

TABLEAU N°39 : CALCUL DU MODULE D’ASSAINISSEMENT

S[Km²] VB[m3] VC[m3] V[m3] q[l/s/ha]

8,7 151 439 362 653 514 092 2,3



4. DIAGNOSTIC DE LA SITUATION ACTUELLE

Le présent chapitre présente le diagnostic de la situation actuelle, plus particulièrement celui des ouvrages existants.

4.1. DESCRIPTION GENERALE DU PERIMETRE

Le périmètre de Tsaratanàna est alimenté par un barrage de dérivation en rive gauche de la rivière Katsaoka. Il est situé dans le bas fond du village Tsaratanàna et du village Antanimarina. Cette dérivation permet d’irriguer une superficie estimée à 290 ha. Mais plus de la moitié des rizières est en ce moment mal drainée et inondée à chaque période de crue. Le périmètre a fait l’objet d’une demande de réhabilitation par les exploitants membres de l’Association VONONA. La réhabilitation concerne particulièrement le réseau d’assainissement. Ce problème de drainage est surtout dû au manque d’entretien constaté sur le périmètre. En effet, seuls deux interventions ont eu lieu sur le réseau de drainage du périmètre depuis sa création ; le premier curage mécanisé a eu lieu en 1969 puis un second et dernier curage a pu être effectué manuellement pendant la deuxième république vers les années 1980. La délimitation établie avec les usagers pendant la reconnaissance sur terrain et d’après les résultats des travaux topographiques réalisés dans le cadre de l’étude, concerne la partie du périmètre menacée par l’inondation. Cette délimitation est complétée à partir du report sur une carte FTM à l’échelle 1 / 100 000 ième et reproduit sur un plan à échelle 1 / 5000 hyène pour obtenir la superficie totale dominée par le barrage de Katsaoka.

Le lecteur est invité à se référer au plan n° 1 : P lan d’ensemble La superficie planimétrée est répartie comme indique le tableau récapitulatif suivant :

TABLEAU N°40: REPARTITION DE LA SUPERFICIE DU PERIMETRE DE TSARATANANA

Superficie irriguée sans problème ( ha )

Superficie cultivée inondée ( ha )

Superficie inondée et abandonnée ( ha )

Extension ( ha )

TOTAL ( ha )

138 139,5 50,5 11 290

La superficie totale des rizières inondées est de 190 ha, dont 25 % de la valeur estimée sont abandonnées par les exploitants, soit 50,5 ha et transformées dans la plupart des cas en étang utilisé en pisciculture. Cette partie abandonnée se situe dans la partie aval du périmètre et le long des drains principaux. 11 ha de parcelles peuvent être récupérés le long de la digue de protection ; mais leur exploitation risque de menacer la digue de protection. Une piste en terre en mauvais état traverse le milieu de la plaine pour lier le village de Tsaratanàna à celui d’Antanimarina.



Photo : Plaine d'Ankeniheny et le village de Tsaratanana

4.2. INFRASTRUCTURE EXISTANTE

Le réseau de Tsaratanana comprend essentiellement :

� Un barrage de dérivation et une prise principale en rive gauche,

� Un canal principal et des canaux secondaires,

� Des drains à l’intérieur de la plaine avec un exutoire à la sortie du périmètre,

� Un partiteur,

� Une bâche,

� Un ponceau,

� Deux dalots et une buse.

Une digue existante protège le périmètre des crues de la rivière Katsaoka sur une longueur de 2 000 m. Son tracé suit le flanc de la berge gauche de la rivière. Sur certains tronçons, la largeur de la digue est relativement faible et le niveau de la crête est insuffisant pour protéger le périmètre contre le débordement du lit de la rivière en période de crue. Une piste venant du chef lieu de la CR d’Ambatomirahavavy passe par le village de Tsaratanàna et traverse le milieu de la plaine avant d’arriver au village Antanimarina. Elle est en mauvais état et est toujours submergée au moment des fortes crues. Sa longueur totale est de 2 400 m entre les deux villages précités.

4.2.1. BARRAGE ET CANAL D ’IRRIGATION

C’est un barrage de dérivation à seuil fixe construit en béton cyclopéen et implanté sur un seuil rocheux. Le corps du barrage est en bon état. L’accès au barrage se fait à pieds depuis le village de Tsaratanàna pour une durée minimum de 30 minutes. Le canal rive gauche à la sortie du barrage a environ une longueur totale de 4 000 mètres. Ce canal est constitué d’un canal principal et de deux canaux secondaires qui sont en parfait état. Mais il nécessite un entretien courant notamment le curage pour transiter l’eau sans problème dans le périmètre.



4.2.2. DRAINS

Deux canaux D1 et D2 traversent le périmètre pour assurer le drainage de la plaine. Le drain principal D1 assure l’évacuation des eaux le long de la plaine d’Ankeniheny à partir de l’amont du périmètre de Tsaratanàna. Il a une longueur totale de 1 700 m et a les caractéristiques suivantes :

� Largeur moyenne au miroir : 4 m

� Profondeur moyenne : 0,9 m

Ce drain D1 est ensuite prolongé d’un drain émissaire qui part de la fin du périmètre au PM 1700 jusqu’à l’embouchure de la rivière Katsaoka. Le drain D2 part du pont entre les villages Antanimarina et Avarabohitra pour assurer le drainage de la plaine d’Ankidona occupant la partie Nord-Ouest de l’ensemble du périmètre. Ce drain a environ une longueur totale de 1 300 m subdivisée en deux sections :

� Le tronçon amont mesure 530 m de long et a une double fonction : d’une part pour

servir à l’irrigation des rizières situées en aval du périmètre et d’autre part pour

évacuer les eaux venant du bassin versant des deux villages précités.

� Le tronçon aval, d’environ 770 m de longueur, recueille et conduit hors de la surface

à irriguer les excédents d’eau.

Les caractéristiques du drain D2 sont les suivantes :

� Largeur moyenne au miroir : 3 m

� Profondeur moyenne : 0,6 m

Photo : Drain hors perimetre Ces drains sont comblés de dépôts solides et ne peuvent plus assurer leur fonction normale. Le manque d’entretien et l’absence de curage systématique sont les causes principales de son obstruction. La mise en œuvre exige une technique adaptée aux conditions du terrain que les usagers ne peuvent pas réaliser.



4.2.3. OUVRAGES

De l’amont vers l’aval, le réseau d’irrigation comporte les divers ouvrages suivants : partiteur, bâche, dalots, et ponceau dont l’implantation se fait de la manière suivante : - Une bâche en bois existe au PM 300 du drain D1qui permet au canal d’irrigation CS2 de franchir le drain principal. - Deux dalots sous piste sont placés cote à cote à une distance de 290 m entre eux, qui permettent aux canaux secondaires CS1 et CS2 d’irriguer la plaine d’Ankeniheny. Ils se trouvent à 5 minutes à pieds au Nord du village de Tsaratanàna. L’ouvrage est caractérisé par des piédroits en maçonnerie de moellons et des dalles en béton armé. Il a une section rectangulaire de 50 cm x 60 cm. Les ouvrages sont en bon état.

• - Un partiteur, construit en dur, se trouve au PM 1500 sur l’axe du canal principal. L’ouvrage est en bon état, il permet de partager le débit vers chaque canal secondaire.

• - Une piste en terre d’une longueur totale de 650 m constitue la limitrophe avale du périmètre de Tsaratanàna. Un ouvrage de franchissement est implanté au PM 1700 du drain D1 pour lier la piste existante. C’est un ponceau construit avec des culées et pilier intermédiaire en maçonnerie de moellons et de platelage en bois déjà détruit. La portée entre nu de l’ouvrage est de 6 m. Les culées sont en bon état.

•

•

• Photo : Ponceau à réhabiliter

4.3. ENTRETIENS DU PERIMETRE APRES LA MISE EN VALEUR

Apres la mise en valeur du périmètre les suivants sont les entretiens nécessaires aux ouvrages réalisés :

� Curage périodique annuel du réseau de canalisation,

� Comblement immédiat s'il y a lieu de brèche,

� Fermeture de la vanne d'alimentation des canaux pendant le période de crue,

� Nettoyage et éventuel réparation pour les ouvrages en dure,

� Contrôle de l'état et du fonctionnement du barrage.



En avant, ces travaux d'entretien sont faite par les agents du ministère, et après le

désengagement de l'état, l'AUE n'arrive pas à les faire correctement, de plus le passage de

quelques cyclones comme Giralda, s'aggrave fortement les dégâts, d'où la dégradation de

presque tout ouvrages et ce pourquoi certains parties rizière sont forcement abandonner.

Propositions d'aménagement.


5. PROPOSITIONS D’AMENAGEMENT

Le présent chapitre est consacré à l'aménagement envisagé pour la réhabilitation du périmètre de Tsaratanana. On étudie les différents ouvrages, du dimensionnement jusqu’au coût, afin d’évaluer la rentabilité de chaque solution proposée.

5.1. PRINCIPE D 'AMENAGEMENT

Les principes de base adoptés pour l'aménagement du périmètre sont principalement les suivants : - Assurer l’évacuation des eaux inutiles surtout pendant la période des crues par la

création ou réhabilitation du réseau de drainage avec les ouvrages nécessaires.

- Protéger le périmètre contre les inondations par la réhabilitation de la digue de

colature et le drain de ceinture.

- Assurer le transit de l'eau vers le périmètre par la construction ou la réhabilitation

des ouvrages nécessaires à la conduite de l’eau.

- Assurer la pérennisation des ouvrages à construire.

Lors des travaux d’identification sur terrain et d’après les exploitants, le principal problème de fonctionnement du périmètre réside sur la submersion des rizières pendant presque toutes les saisons pluvieuses.

5.2. NORMES RETENUES

Les normes d’aménagement retenues pour la présente étude sont issues des résultats exposés précédemment. Elles sont résumées dans le tableau ci – après :



TABLEAU N°41: NORMES D’AMENAGEMENT RETENUES

Désignation Unité Valeurs ou type

a- Normes d’irrigation

- Débit fictif continu l/s/ha

2,8 et 2,1

- Débit d’équipement l/s/ha 2,8 et 2,1

b- Normes d’assainissement - Module d’assainissement l/s/ha 2,3 c- Normes d’aménagement - Dalot 2 Ordinaires Support Maçonnerie de moellons

Nature

Radier en béton ordinaire, dalle en béton armé et équipement d’une vanne métallique à glissement

Section Rectangulaire

- Bâche 1

Support Maçonnerie de moellons Nature Béton armé Section Rectangulaire

- Pont 1

Support Maçonnerie de moellons Nature Semi - définitif Dimensions Portée : 6 m

Largeur : 3 m - Passerelle

1

Type Treillis Support Poteau en bois Nature Platelage, longrine et traverses

en bois dur du pays Dimensions Portée : 8 m, Largeur : 1,75 m - Ouvrage de jonction

1

Nature Radier en béton armé, parois en maçonnerie de moellons et équipement de quatre vannes métalliques à glissement

Section Rectangulaire

- Terrassement Ml

Type Remblai Support Terrain naturel Matériau Matériau sélectionné Nature Hauteur : 1m

Fruit de talus : 3/2 Largeur de la crête : 3m



Désignation Unité Valeurs ou type

- Drain Nature Déblai Section Trapézoïdale ( variable ) Fruit 1/1

5.3. SOLUTIONS PROPOSEES

On a cité auparavant que, la difficulté de l’exploitation du périmètre de Tsaratanana se pose sur le dysfonctionnement de ses réseaux d’assainissement qui est dû au mauvais état des ouvrages existants et à la faiblesse de la pente du terrain naturel. Pour résoudre ce problème deux solutions sont proposées :

- Scénario1 : Réhabilitation des drains existants du périmètre sans station de pompage

- Scénario2 : Réhabilitation des drains à l’intérieur du périmètre avec construction d’une station de pompage

5.3.1. REHABILITATION DES DRAINS EXISTANTS SANS STATION DE POMPAGE

L’aménagement concerne le réseau existant en effectuant le regabaritage des drains. Le curage de certains canaux d’irrigation est écarté de l’intervention compte tenu de son état satisfaisant. L’intervention comprend : - Creusement du drain D1 : C’est le drain principal qui coupe longitudinalement le périmètre avec une longueur total de 1700 m ; - Creusement du drain principal D1 d’une longueur totale de 1700 m ; - Creusement du canal D2 de 770 m de long et reconstruction du dalot en tête ; - Création d’un drain intermédiaire qui joint D2 à D1, d’une distance de 200 m e t implantation de l’ouvrage de jonction de radier en BA équipé des vannes ; - Regabaritage du drain émissaire jusqu’à une longueur de 1700 m à la sortie du périmètre ; - Prolongement et rehaussement de la digue existante longeant le drain de colature entre Antanimarina et Avarabohitra sur une longueur de 1 800 m ; - Curage d’un canal de réalimentation de longueur 300 m. Le lecteur est invité à se référer au plan N°1 pour la vue en plan de l’ensemble.

5.3.2. REHABILITATION DES DRAINS ET CONSTRUCTION D ’ UNE STATION DE POMPAGE

Le deuxième scénario concerne les travaux suivants :



- Construction d’une station de pompage implantée au bout du périmètre et à coté de la digue avec les ouvrages nécessaires au fonctionnement (puisards, hangars...) afin de facilité l’évacuation des eaux dans la rivière Katsaoka ; - Creusement de drain qui relient les drains D1 et D2 existants à la station de pompage : longueur de 450m ; - Creusement du drain principal D1 d’une longueur totale de 1700 m ; - Creusement du drain D2 de 770 m de long ; - Création d’un canal intermédiaire qui joint D2 à D1, d’une distance de 200 m ; - Curage du drain émissaire jusqu’à une longueur de 1700 m après la sortie du périmètre; - Prolongement et rehaussement de la digue existante longeant le drain de collature entre Antanimarina et Avarabohitra sur une longueur de 1 800 m ; - Curage du canal de réalimentation de longueur 300 m.

5.4. AVANTAGE ET INCOVENIENT DE CHAQUE SOLUTION

5.4.1. AVANTAGES

- Scénario 1

� Facilité d’entretien des ouvrages, � Inexistence de frais d’exploitation, � Durée de fonctionnement 24/24 heures, � Durée de vie des ouvrages et équipements assez longs, � Facilité des travaux d’installation.

- Scénario 2

� Efficacité de fonctionnement surtout en période de hautes eaux, � Diminution de longueur du drain à réhabiliter.

5.4.2. INCONVENIENTS

- Scénario 1

� Problème d’évacuation en cas de montée d’eau se trouvant en aval du périmètre du drain à réhabiliter,

- Scénario 2

� Charge important pour le frais d’exploitation de la station de pompage,

� Installation délicate avec ouvrage annexe (bassin de relèvement, création d’un canal,

d’amené à la station de pompage).

� Utilité des agents responsables spécialisés pour l’exploitation,



� Frais d’entretien important,

� Durée de travail par jour limitée (utilité de remplacement).

5.5. REHABILITATION ET /OU CONSTRUCTION DES OUVRAGES

Les ouvrages concernés et les équipements nécessaires aux travaux de réhabilitation à chaque proposition sont les suivants : - Construction de deux dalots au début du canal D2 et au PM 500 ; - Construction d’une bâche en béton armé au PM 400 du canal D1 ; - Reconstruction du pont semi-définitif implanté au PM 1700 ;

- Construction d’un ouvrage de jonction au PM 1700 pour raccorder les deux drains D1

et D2. L’ouvrage est placé avant le pont en bois à réhabiliter. Son ouverture est caractérisée de quatre orifices rectangulaires de section 1,20m x 1m, munie chacun d’une vanne à glissement pour régler le débit. Les détails de ces ouvrages sont illustrés sur le plan d’ensemble. Note : Pour le scénario 2, en plus de ces ouvrages, on a la construction du bassin de pompage de la station

5.6. DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES

5.6.1. PRINCIPE DE DIMENSIONNEMENT

Le dimensionnement des ouvrages projetés est basé sur les éléments suivants : - la crue du projet. - le module d’assainissement. - le débit nominal des ouvrages.

5.6.2. CANAUX DE DRAINAGE

5.6.2.1. TRACEE DU RESEAU DE DRAINAGE

Le tracé du réseau de drainage est imposé par la situation topographique du terrain et la possibilité du rejet des eaux à évacuer. Les drains seront placés dans les thalwegs avec une longueur plus courte et suffisante afin de collecter et d’évacuer les eaux inutiles provenant de l’extérieur ou de l’intérieur du périmètre vers l’exutoire. Si possible on choisit le tracé en évitant les obstacles difficiles à franchir et que les eaux soient évacuées par système gravitaire. Suivant l’objectif du projet, l’aménagement est concentré sur le réseau existant en effectuant leur redimensionnement. Pour cela on choisit les tracés des drains suivants :

- Drains secondaires qui sont égaux pour les deux s cénarios � Un drain D1 traverse longitudinalement le périmètre destiné à collecter les eaux

excédentaires qui viennent du périmètre et de la partie sud du bassin versant,



� Un drain de ceinture D2 suivant la digue de protection qui conduit les eaux provenant

du bassin versant latéral gauche vers le drain principal.

- Drains principaux qui sont différents pour les de ux scénarios

� Scénério1 Un collecteur principal au bout du périmètre conduit toutes les eaux venant des collecteurs secondaires dans un terrain marécageux comme l’exutoire général.

� Scénario2 Un drain collecteur principal conduit toutes les eaux venant des collecteurs D1 et D2 jusqu’à la station de pompage afin d’évacuer dans la rivière Katsaoka

TABLEAU N°42 : LONGUEURS ET PENTES DES DRAINS

Drains Longueur l [m] Pente i [m/m]

D1 : Début – PM300 200 0,0010

D1 : PM300 – pont 1400 0,0004

D2 : Début – pont 980 0,0013

D3 : Drain hors périmètre 1700 0,0003

D4 : Début – station pompage 450 0,0022

On invite le lecteur à consulter le plan d’ensemble pour voir la situation de chaque drain.

5.6.2.2. SECTIONS DES DRAINS

On dimensionne le drain pour avoir la dimension optimum des ouvrages stables et suffisants aux évacuations du débit de crues estimé.

5.6.2.2.1. CARACTERISTIQUES DES PAROIS

- Coefficient de rugosité La rugosité est les effets de la végétation dans le canal, l'irrégularité de la surface du lit du canal, l’irrégularité du profil, la nature des parois du canal ; alors plus la rugosité augmente plus le coefficient de rugosité K diminue. D'une manière générale, il est convenable d'adopter comme valeur de K variant de 60 à 70 pour les canaux revêtus en béton, 45 à 50 pour les canaux maçonnés et pour les canaux en terre on adopte les valeurs suivantes : - Canaux d’irrigation projet neuf K=35

- Canaux d’irrigation projet réhabilitation K=35

- Drains projet neuf K=30

- Drains projet réhabilitation K=25

[Source: AGRAR - UND HYDROTECHNIK GMBH, Mémento Microhydraulique ]

- Pente des talus



Le fruit m ne doit pas dépasser l’angle de talus naturel du terrain d’implantation et on adopte les valeur du fruit suivantes :

TABLEAU N°43 : FRUIT M ADMISSIBLE DES CANAUX EN TERRE

Nature terrain Fruit m (horizontale / verticale) Terre franche 1/1 Terre sablonneuse 3/2 Terre sableux 2/1 Terre argileuse 1/2 Terrain rocheux 0/1

[Source : MRASOLOFONIAINA Jean Donné ; Cour d’Hydroagricole 4ème année Hydraulique de l’ESPA]

5.6.2.2.2. FORMULE DEBIT

- Débit calculé On utilise la formule de MANNING STRICKLER pour dimensionner les canaux à ciel ouvert :

3/22/1

... RISKQC

=

avec :

Qc : débit calculé [m3/s], S : section mouillée du canal [m2], R : rayon hydraulique du canal égal au rapport de la section mouillé avec périmètre mouillé [m], I : pente du canal [m], K : coefficient de rugosité de la paroi du canal débit nominal.

- Débit nominal C’est le débit de dimensionnement de l’ouvrage. Pour les drains projetés il est donné par l’expression suivant :

1000.Sq

Qn

=

Avec :

Qn : Débit nominal [m3/s], q : module d’assainissement [l/s/], S : surface concerné par le drain [ha].

TABLEAU N° 44 : DEBIT NOMINAL DES DRAINS

Drains Sc[ha] q[l/s/ha] Qn [m3

/s]

D1 :début-pont 600 2,3 1,4

D2 : PM300 - pont 713 2,3 1,6

D2 : début - pont 935 2,3 4,3

D3 : drain hors périmètre 1878 2,3 2,1

D4 : début - station de pompage 1648 2,3 3,8



5.6.2.2.3. VITESSE DE L’EAU DANS LES CANAUX

La vitesse de l’eau dans les canaux doit rester dans les limites acceptables pour que : - Suivant la nature de section du drain, la vitesse de l’eau n’entraîne pas une érosion du fond et des parois ; dans ce cas la vitesse ne doit être au-dessus d’une vitesse maximale. - La vitesse de l’eau ne favorise pas la végétation des plantes aquatiques ni formation de dépôt au fonds du canal ; dans ce cas la vitesse ne doit être au-dessous d’une vitesse minimale.

On adopte les valeurs des vitesses admissibles suivantes :

� Pour un canal en terre : 0,4<v<1,0m/s � Pour un canal maçonné : 1,0�v�2,5m/s � Pour un canal en béton : 2,5�v�5,0m/s

[Source : M.RASOLOFONIAINA Jean Donné ; Cour d’Hydroagricole 4éme année Hydraulique de l’ESPA].

5.6.2.2.4. CALAGE HYDRAULIQUE ET CALCUL DES DIMENSIONS DES DRAINS

- Calage hydraulique

Soient :

Qn :débit nominal du drain [m3/s]

Qc :débit calculé[m3/s]

h : tirant d’eau [m]

m : fruit des berges

h : hauteur d’eau [m]

S : section mouillée [m2] : S=b.h+m.h2

K : Coefficient de rugosité de la paroi du drain K=30

P : périmètre mouillé [m] P= b+2h x�m2+1

RH :rayon hydraulique [m] :RH = S/P

Vmoy : vitesse moyenne de l’eau dans le canal : Vmoy= Qc/s

Le calage d’un drain consiste à avoir la section de dimension optimum pour le terrassement, et se traduit par les conditions suivantes :

2

50

maxmin

00

hR

VVV

Q

QQ

H

moy

n

nc

≈

≤≤

≤−

≤



Où maxmin,, VVV

moy

sont les vitesses respectivement minimales, moyenne et maximale admissible dans le canal étudié.

TABLEAU N°45 CALAGE HYDRAULIQUE DES DRAINS

Drains b [m]

H [m]

S [m2]

P [m]

RH [m]

Qc [m/s]

δδδδQ/Q H/2 [m]

Vmoy

[m/s] D1: Debut - PM300 3,00 0,65 2,373 4,84 0,49 1,4 2 0,33 0,60 D1: PM300 - pont 5,00 0,70 3,990 6,98 0,57 1,6 3 0,35 0,40 D3 : hors périmètre 8,00 1,00 9,000 10,83 0,83 4,1 4 0,50 0,50 D2 :Début - pont 4,00 0,63 2,917 5,780 0,50 2,0 5 0,32 0,69 D4 :Début - station pompage 5,00 0,70 3,990 6,980 0,57 3,8 2 0,35 1,00

- Dimensions des drains Presque tous les canaux d’irrigation, la forme trapézoïdale est le profil normal des drains en terre, tandis que des profils rectangulaires sont prévus des drains revêtus. Les dimensions caractéristiques sont les suivantes :

b : Largeur au fonds du canal [m],

H :Hauteur du canal [m], H = h+R

h :Hauteur d’eau[m],

R :Revanche comprise entre 0,10m et 1,50 m.

[Source : M.RASOLOFOMANANA Jean Donné ; Cours d’Hydroagricole 4ème année hydraulique de l’ESPA].

TABLEAU N° 46 : DIMENSIONS DES DRAINS

Dains h [m] R [m] H [m] b [m]

D1: Debut - PM300 0,65 0,15 0,80 3,00

D1: PM300 - pont 0,70 0,20 0,90 5,00

D3 : hors périmètre 1,00 0,20 1,20 8,00

D2 :Début - pont 0,63 0,17 0,80 4,00

D4 :Début - station pompage 0,70 0,20 0,90 5,00

5.6.3. DIGUE DE PROTECTION

La digue à réhabiliter est une digue protection du périmètre contre le ruissellement des eaux sauvages, venant du bassin latéral gauche. Cette digue, sépare les deux plaines Ankeniheny et Ankidona, de la piste jusqu’au dalot 2 et prolongée suivant la longueur du drain D2.



5.6.3.1. HAUTEUR

La digue et le drain D2 ont le même bassin versant, alors on adopte la hauteur de la digue égale à celui du drain D2 ajoutée à une revanche.

5.6.3.2. REVANCHE

En général la revanche est faite pour compenser la hauteur des vagues et le tassement résiduel de la digue. Le tassement résiduel fait le plus souvent l’objet du calcul. Pour les petits ouvrages, lorsqu’il est bien compacté, le tassement de digue est faible et même parfois nulle.

5.6.3.3. LARGEUR EN CRETE

La largeur en crête de la digue, doit être suffisante pour limiter le gradient hydraulique, et pour permettre les passages des engins d’entretien. Cette largeur est exprimé par la formule suivant et elle ne descend pas au-dessous de 3 m.

HL .65,1=

Avec : H :hauteur de la digue, L : largeur en crête, On adopte L = 3 m comme largeur en crête (Source : DUNGLAS, Cours d’ouvrage d’art.)

5.6.3.4. PENTE DES TALUS

Il est difficile de calculer le tenseur de contraintes en tout point du massif à la limite de glissement ; on y parvient en donnant au talus, amont et aval une pente suffisamment faible.

5.6.3.5. QUALITES DES MATERIAUX

Pour construire la digue, il faut une terre :

� Insoluble ou même généralement stable en présence de l’eau, � Contenant peu de matière organique, � Susceptible d’évolué dans le temps et de provoquer des tassements, � Facile à mettre en œuvre, � Ayant une résistance mécanique forte que possible, � Et imperméable que possible.

5.6.3.6. PREPARATION ET EXECUTION DU REMBLAI COMPACT

La zone d’assise des remblaies doit être aménagée avec soin :

� Enlever tous les arbustes et souches, � Décaper et repiquer le sol de fondation, � Remblai exécuter par couches de 20 cm et chaque couche compactée doit être

scarifiée avant la mise en place de suivante.



5.6.3.7. REVETEMENT DES TALUS

Pour protéger la digue contre l'érosion, on prévoit des engazonnements sur les deux talus après les travaux de remblayage.

5.6.4. LES OUVRAGES DE FRANCHISSEMENT

Les ouvrages de franchissement sont indispensables pour faire passer les canaux à travers les obstacles comme rivière, route, digue talwegs ou croisement des deux canaux. Il y a plusieurs types d'ouvrage de franchissement :

� Passage par dalot ou buse,

� Passage par siphon inverse ou bâche.

5.6.4.1. DALOTS

Pour la présente étude, il s’agit un ouvrage de franchissement du canal d’irrigation à travers la digue de colature et aussi à travers la piste de liaison entre Tsaratanana et Antanimarina.

Le passage en dalot est le mieux adoptable que celui en buse. En effet, le plan d’eau le plan d’eau à évacuer est plus proche de la hauteur de la digue, alors que la mise en place des buses nécessite une couche de 0,80 m de terre compacté en dessus, ce qui entraîne de dos d’âne sinon on doit rehausser les ouvrages à traverser. En outre, les dalots sont visitable facilement que les buses, autrement dit l’accès y sont facile aux éventuels entretiens.

5.6.4.1.1. CARACTERISTIQUES HYRAULIQUE DES DALOTS

L’écoulement de l’eau à travers les dalots est considéré comme un écoulement à surface libre de régime uniforme dans un canal rectangulaire.

Le dalot qui doit transiter un débit Q dont les caractéristiques sont voisines du canal en amont, aura une section mouillée de 1.5 à 2 fois plus petite que le canal trapézoïdal. La vitesse moyenne de l’eau est également fonction de la section mouillée et 15 à 2 fois plus grande que dans le canal, résultats d’ailleurs conseiller pour éviter le dépôt dans l’ouvrage. [Source : SOGETHA. Les ouvrages d’un petit réseau d’irrigation]

5.6.4.1.2. PERTES DE CHARGE

- Pertes de charge locale Les formules générales suivantes sont valables pour le calcul des pertes de charge dans un raccordement :

� Dans la convergence :

( )g

VVKh CC .2

1

2

1

2

2 −+=∆

� Dans la divergence :

( )g

VVKh

DD .2.1

2

3

2

2 −−=∆



Avec : ∆hc : perte de charges à la convergence[m], ∆hD : perte de charges à la divergence[m], V1 : vitesse de l’eau en amont de l’ouvrage [m/s], V2 : vitesse de l’eau dans l’ouvrage [m/s], V3 : vitesse de l’eau en aval de l’ouvrage [m/s], KC et KD : coefficients variables avec le type de raccordement mais toujours inférieur ou égal à l’unité.Pour un raccordement brusque :KC =0,5 dans le convergent, KD=1 dans le divergent. (Source : SOGETHA. Les ouvrages d’un petit réseau d’irrigation).

- Pertes de charge linéaire Comme l’écoulement est de régime uniforme, les pertes de charge linéaire sont déterminée par :

LIh L .=∆

Avec : �hL : perte de charge linéaire[m]

I : pente de l’ouvrage[m/m]

L : longueur de l’ouvrage [m]

TABLEAU N°47 : CALCUL DES PERTES DE CHARGE DANS LES DALOTS.

L [m] I[m/m] V1[m/s] V2[m/s] V3[m/s] ∆∆∆∆hC[m] ∆∆∆∆hD[m] ∆∆∆∆hL[m] Total[m] Dalot 1 5,0 0,007 0,80 1,90 0,70 0,22 0 0,04 0,26 Dalot 2 4,0 0,007 0,70 1,40 0,60 0,11 0 0,03 0,14

5.6.4.1.3. FORMULE DU DEBIT

La formule du débit à prendre pour dimensionner les dalots est la formule de Manning-Strickler utilisée dans le canal à écoulement uniforme :

2/13/2... IRSKQ

c=

Avec : Qc : débit calculer[m3/s] S : Section mouillée du canal[m2] R : Rayon hydraulique du canal [m] I : Pente du canal [m/m] K : Coefficient de rugosité

5 .6.4.1.4. DIMENSIONNEMENT DES DALOTS

La section de forme rectangulaire est caractérisée par la hauteur (h) et la base (b) qui sont obtenues par calage hydraulique . les paramètres utilisés pour ce calage sont les suivants :

- Débit nominal



1000''''.

1000''.

2

1

SqQ : Dalot2

SqQ : Dalot1

D

D

=

=

avec:

QD1, QD1 :Débit nominal des dalot1 et dalot2 [m3/s] q’ :Module d’assainissement [I/s/ha] q’’ : Débit fictif continue [l/s/ha]. S’et S’’ : Superficie du périmètre concerné respectivement au dalot1 et dalot2 ; on a : q’ = 2,3 l/s/ha q’’ = 2,8 l//ha S’ = 870 ha S’’ = 80 ha d’où : QD1= 2001m3/s QD2= 184 m3/s

- Pente de l ’ouvrage : l=0,007[m/m]

- Coefficient de rugosité de la paroi : K=50 pour les maçonneries de

moellons

- Revanche : R=0,10m (source :M.RASOLOFONIAINA Jean Donnée,

Coursd’Hydraulique Agricole en 4éme Année)

- Vitesse minimale :Pour éviter les dépôts dans les ouvrages Vmin=0,4 [m/s]

-Vitesse admissible de la paroi : Vmax = 2,5 m/s (Source:M

RASOLOFONIAINA Jean Donné, Cours d’Hydraulique agricole en 4ème Année

ESPA)

En outre la dimension doit être suffisante d’une part au passage du débit nominal du canal et d’autre part au nettoyage ou entretien de l’ ouvrage alors on adopte les dimensions des dalots dans le tableau N°48 suivants :

TABLEAU N°48 : DIMENSION DES DALOTS

L [m] I[m/m] Q[m3

/s] b[m] h[m] Dalot 1 5 0,007 2,001 1,50 1,00 Dalot 2 4 0,007 0,184 0,50 1,00

5.6.4.1.5. CARACTERISTIQUE GENIE CIVIL DES DALOTS

Plusieurs types de dalot sont couramment utilisés pour l’ouvrage de franchissement comme le dalot ordinaire, dalot cadre, dalot portique. Les dalots ordinaires sont utilisés au cas de petit franchissement (portée inférieur 2,50 m) et pour éviter les affouillements au niveau de fondation, c’est mieux de les construire avec radier général. Ils sont donc constitués par les éléments suivants :

� Piédroits en maçonnerie de moellons hourdés au mortier de 300 kg/m3 et de 40 cm

d’épaisseur ;

� Dalle en BA dosé à 350 kg/m3 et de 15 cm d’épaisseur ;



� Fondation en radier général en BA dosé à 350kg/ m3 et de 15 cm d’épaisseur ;

� Parafouille verticaux dont la hauteur devrait atteindre le terrain naturel et avoir une

hauteur de h/2 avec un minimum de 0.30 [m] (h : hauteur d’eau dans le dalot) ;

� Mur en retour de l’ouvrage qui doit être au moins égal à h avec un minimum de 0,40

[m]. (Source : SOGREAH, Manuel du Technicien du Génie rurale )

5.6.4.2. BACHE

Les ouvrages couramment utilisés pour relier les canaux à travers les obstacles comme talweg ou rivière, sont les siphons inversés et les bâches ou pont canal. Il s’agit ici d’un ouvrage de franchissement d’un canal d’irrigation à travers le drain. La construction d’une bâche est préférable car il présente le avantages suivants par rapport à celle d’un siphon :

- Les risques sur les piédroits à emporter par les crue est improbable, car il s’agit de traverser le drain dont l’érosion du fond ou les berges est évité au dimensionnement plutôt au calcul du vitesse de l’eau ; - La largeur du drain à franchir est faible, alors la portée du bâche de n’est que 5,5 m et le coût de l’ouvrage se réduit.

5.6.4.2.1. CARACTERISTIQUES HYDRAULIQUE DE LA BACHE

Comme la bâche est une partie du canal d’irrigation, à ciel ouvert et de pente faible alors considérons que l’écoulement dans cet ouvrage et dans le canal sont de même type, régime uniforme.

En pratique la vitesse moyenne de l’eau restera toujours inférieur 2 m/s, et doit être supérieur à 0,4 m/s pour éviter le dépôt solide dans l’ouvrage.

(Source : AGAR6-UND HYDROTECHNIK GMBH : Mémento Microhydraulique).

5.6.4.2.2. PERTES DE CHARGE

- Pertes de charge locale

Le pertes de charge local sont déterminés de la même façon que le cas du dalot, en négligeant la vitesse de l’eau en amont et en aval de la bâche par rapport à celle dans cet ouvrage. Ainsi l’expression des pertes de charge locale devient :

gVhCD 2

.5,12

=∆

Avec : ∆hCD : pertes de charge local [m], V : vitesse moyenne de l’eau à travers de l’ouvrage [m/s]. (Source : AGAR - UND HYDROTECHNIK GMBH : Mémento Michrohydraulique).

- Pertes de charge linéaire Comme l’écoulement est de régime uniforme, les pertes de charge linéaire sont déterminées par :



LIhL

.=∆

Avec : ∆hL : perte de charge linéaire[m] ; I : pente de l’ouvrage [m/m] ; L : longueur [m]

On a : L = 6 m I = 0,007m/m V= 1,2 m/s ∆hCD= 0,11m ∆hL = 0,04 m D’où ∆h = 0,15 m

5.6.4.2.3. FORMULE DU DEBIT

Comme les dalots, la formule de Manning-Strickler pour l’écoulement uniforme est utilisé pour dimensionné la bâche.

5.6.4.2.4. DIMENSIONNEMENT DE LA BACHE

La bâcha projeté est de forme rectangulaire dont les paramètre de dimensionnement sont les suivants :

- Débit nominal

qSQn

.=

Avec : Qn : débit nominal m3/s ; S : superficie de la rizière concernée à la bâche ; q : débit fictif continu de pointe égal à 2,8 l/s/ha ; d’où Qn = 0,140 m3/s. - Pente de l’ouvrage I = 0,007 m/m ;

- Longueur de l’ouvrage L = 5,5 m ;

- Coefficient de rugosité de la paroi K = 60 ;

- Vitesse minimum Vmin = 0,4 m/s ;

- Vitesse admissible maximal du paroi Vmax = 6 m/s ;

(Source : AGAR - UND HYDROTECHNICK GMBH : Mémento Microhydraulique) ; - Revanche R = 0,20 m (Source : M.RASOLOFONIAINA Jean Donné, cours

d’hydraulique Agricole 4ème Année de l'ESPA).

TABLEAU N°49 : DIMENSION DE LA BACHE

L [m] I[m/m] Q[m3

/s] b[m] h[m] Bâche 5,5 0,007 0,140 0,40 0,50

5.6.4.2.5. CARACTERISTIQUES GENIE CIVIL DE LA BACHE

La bâche est constituée par le tablier en BA supporté par deux piédroits en maçonnerie de moellons surmonté par le radier en BA.

- Tablier



Le tablier de longueur total 6 m est formé par les éléments suivants :

� Deux parois en BA de 10 cm d’épaisseur et muni des entretoises espacées de 1 m.

� Dalle en BA de 20 cm d’épaisseur avec parafouilles de 50 cm de profondeur aux

deux extrémités amont et aval de l’ouvrage. Elle supporte son poids propre, de l’eau

en dessus et des deux parois avec les entretoises ;

- Piédroits Les piédroits sont disposés aux deux extrémités de l’ouvrage pour supporter le tablier, ils sont construis en maçonnerie des moellons d section rectangulaire de 0,50 x 1,20 m2 surmontés par le radier en BA.

Le radier en BA, d’épaisseur de 25 cm pour repartir les charges à la surface de 1,00 x 1,70[m2], est placé sur le sol de fondation où dans lequel des pieux en bois de Ф150 mm disposés en quinconce tous les 50 cm sont enfoncés jusqu’au refus.

Fig. Piédroit de la bâche

5.6.5. PONCEAU

Un point semi-définitif est à construire au PM 1700 pour remplacer l’ouvrage existant. Le pont semi-définitif est constitué par des superstructures provisoires en bois mais l’infrastructure est déjà définitive (pieu métallique, chevêtre en BA pile et culée en béton ou en maçonnerie de moellons). La superstructure est remplaçable et sa ruine ne met pas l’ouvrage tout entier en péril. Le choix de cette variante est dû parfois à l’insuffisance de l’enveloppe financière destinée à un projet.

0,25 0,10 0,40 0,10 0,25 0000000000000,1

0,50

0,20

1,00



5.6.5.1. CALAGE HYDRAULIQUE DE L ’OUVRAGE

On donne à l’ouvrage à une hauteur suffisante pour que la superstructure ne soit jamais submergée et endommagée par les eaux des crues avec des corps flottant. De ce fait on doit adopter un tirant d’air de 0,50 m et la côte minimale de sous poutre est déterminée par :

Côte minimale de sous poutre = Côte de crue de proj et sous le pont + Surélévation de

l’eau due à la présence du pont + Tirant d’air

CSP = CCP + SEP + TA

5.6.5.1.1.COTE DE CRUE DE PROJET

Comme il s’agit d’un drain artificiel la côte de crue de projet au droit du pot est donnée au calage hydraulique dudit drain et on a :

CCP = CFC + h

Avec : CCP : Côte de crue de projet [m] CFC : Côte fond canal au doit du pont 97,47[m] H : hauteur de crue 1,22 [m] D’où C.C.CP = 98,41 [m]

5.6.5.1.2. SURELEVATION DUE A LA PRESENCE DU PONT

Fig. : Rétrécissement du drain au droit du pont.

La surélévation ∆Z du plan d’eau en présence du pont est déterminée par la formule de Rehbock ci-dessous

g

UFrZ

2.1.94,0.)1(

2

342

+

++

−−=∆ σσσδσδ

Avec :

σ : taux de réduction de section : σ = (l1 -l2)/l1

Fr : Nombre de Froude en aval du pont : Fr = U32/(g.h)

δ : données à partir des essais de Yarmell, ses valeurs sont données à partir de

l’abaque en annexe ;

U3 : Vitesse de l’eau en aval du pont, 0,5 m/s ;

h3 : Hauteur d’eau en aval du pont, 1,0 m ;

l1 l2

h3 U3

CULEE

CULEE



g : accélération de pesanteur 9,81 m/s ;

l1 : largeur du canal en amont du pont 8,0 m ;

l2 : largeur du canal au droit du pont 6,0 m ;

d’où Fr = 0,021 σ = 0,25 D’après l’abaque, on trouve que l’écoulement se trouve dans la zone de validité de la formule de Rehbock d’où δ = 4,4 et ∆Z = 0,12 m ;

5.6.5.1.3. TIRANT D’AIR

Pour un pont, on doit prévoir le tirant d’air, afin d’éviter le risque d’obstruction total ou partielle sous l’effet des corps flottants tels que branchages, souches, . . .ect. De ce fait on adopte un tirant d’air T = 0,75 m;

TABLEAU N° 50 : COTE SOUS POUTRE DU PONCEAU

CFC[m] CCP [m] ∆Z [m] T[m] CSP[m] 97,21 98,41 0,12 0,65 99,18

Dans ce tableau :

CCP : Côte de crue de projet estimé au droit du pont [m] ; ∆Z : surélévation due à la présence du [m] ; T : tirant d’air [m] ; CSP : Côte sous poutre[m] ;

5.6.5.2. PREDIMENTIONNEMENT DU PONT

Le pont à construire est à un seul travers de 6,60 m et caractérisé par le platelage en bois reposé sur deux poutres en BA supportées par les culées en maçonnerie de moellons dont les prédimentionnements de chaque élément sont les suivants :

5.6.5.2.1.SUPERSTRUCTURE

- platelage Le platelage en bois est constitué par des madriers travers aux légèrement espacés pour que l’air puisse circuler entre eux, recouvert par des madriers longitudinaux formant les bandes de roulement.

- poutres Les deux poutres ont une section de forme rectangulaire, de portée égale à 6,60 [m] et de distance entre axe 2 [m], la dimension de la section est la suivante :

� Hauteur h

1015lhl <<

Avec : h : hauteur de la poutre [m]



l : portée de la poutre [m] D’où : 0,44[m] < h < 0,66 [m] ; on prend h =0,60 [m] Hauteur utile d d=0,9.h avec : h : hauteur de la poutre [m] d : hauteur utile [m]

on prend d= 0,57 [m]

� Epaisseur de la base b

dbd 5,0.3,0 <<

D’où 0,17 [m] < b < 0,28 [m] ; on prend b=0,25 [m]

� Entretoises Les entretoises ont pour rôle de solidariser les poutres et d’éviter le déversement de l’âme. Dans le cas de cet ouvrage on prévoit deux entretoises d’about puisque les poutres sont en un seul travers avec une longueur assez courte.

En général l’épaisseur des entretoises est comprise entre 25 cm et 35 cm.

[ ] [ ]cmecm

e3525 <<

On prend ee = 30 cm

5.6.5.2.2. INFRASTRUCTURES

- Culées Les culées de forme trapézoïdales, de fruit 1/3 et ses hauteurs sont imposées par le calage hydraulique disponible au paragraphe précédent, enfin la largeur en crête peut déterminer par :

35,0 HlC +=

Avec : lc : largeur en crête [m] ; H : hauteur de la culée [m] ; On prend lC = 1,0 [m].

1,60

1,0 0,50



Fig. Culées du ponceau

- Sommiers La longueur des sommiers sont déterminées par la formule suivante :

2eCl so +≥

Avec : lSO : longueur des sommiers [m] ; C : longueur d’about des poutres [m] ; e : épaisseur crête des culées [m] ; On adopte le dimensionnement des sommiers suivant :

Fig. Sommiers du ponceau

- Semelle

Les semelles sont munis des parafouilles de profondeur 1 m pour éviter les affouillements des eaux sous la fondation, et on prend 0,20 m comme épaisseur de la semelle.

5.6.6. PASSERELLE

La passerelle en bois implanté au PM 500 est nécessaire au passage des paysans à travers le drain D1. Cet ouvrage est un pont provisoire caractérisé par une construction en trellis assemblés par des pointes, avec :

� platelage : en madrier (7x 17) fixé sur deux longrines en bois ;

� poteaux : en bois de Ф 150 et enfoncé jusqu’au refus ;

� portée : 8 m ;

� largeur : 1,75 m ;

� hauteur sous poutre : 1,50 m.

0,75

0,25 0,75



5.7. CALCUL DES FERRAILLAGES ET DES STABILITES DES OUVRAGES

5.7.1. ETAPES DE CALCUL DES ARMATURES

5.7.1.1. SURCHARGES

D’après les enquêtes sur terrain, pendant les récoltes du riz , des camions y arrivent pour vendre les produits. De ce fait, on envisage que les surcharges des ouvrages sous piste sont le même que celles des ouvrages du type « pont provinciaux » BP.

5.7.1.2. COEFFICIENT DE MAJORATION DYNAMIQUE

Il y a lieu de prendre en considération le fait que les surcharges étant appliquées rapidement et les efforts soient grands que si ces surcharges étaient appliquées d’une manière lente. On tient compte de ce phénomène en multipliant les surcharges indiquées pour le système B par un coefficient C1 supérieur à1 dit coefficient de majoration dynamique :

SPL +

+++=1

6,02,014,01δ

Avec :

δ : Coefficient de majoration dynamique ; L : Longueur du pont [m] ; P : Charges permanents [N] ; S : Surcharges [N].

En outre les surcharges mobiles sont appliquées par une majoration de 20%. (Source : P. CHARON Calcul et vérification des ouvrage en béton armée).

Système Bpc

Système Bpr

Longitudinalement Transversalement En plan

0,25 m

0,25 m

5 t 10 t

2,0 m

5 t

5 t



5.7.1.3. MOMENTS DE CALCUL

Les moments de calcul sont déterminées par :

)()(. QMGMMQG

γγ +=

Avec :

M(G) : moments des charges permanentes [Nm] ; M(Q) : moments des charges variables [Nm] ; A l’ELS : γG = 1,35 γQ = 1,5 À l’ELU : γG = 1 γQ = 1

5.7.4.1. EPAISSEUR D’ENROBAGE DES ARMATURES

Pour permettre la mise en place correcte du béton et pour assurer la bonne adhérence des armatures, ainsi qu’une protection contre l’oxydation, la distance entre les armatures et le paroi est défini comme suit :

Avec :

y = d’ > 10 mm

y = d’ > 20 mm pour les ouvrages exposés aux intempérie ;

y = d’ > 35 mm pour les ouvrages à la mer ;

5.7.1.5. DETERMINATION DES ARMATURES D ’UNE PIECE A SECTION RECTANGULAIRE SOUMISE A UNE FLEXION SIMPLE SUIVANT LA REGLE BAEL . 91

(a)-Données : Fissuration préjudiciable ou très préjudiciable, Section du béton : b,d [m], Caractéristique du béton : on utilise le béton Q350, fc28 = 20 [MPa] ft28 = 1,8 [MPa] γb = 1,5 θ = 1 la durée de combinaison d’action est supérieur à 24 heures

Caractéristiques de l’acier : On emploie l’acier à haute adhérence : FeE400

fe = 400 [MPa], γS = 1,15 en général, fed = fe/ γS = 348 Mpa à l’ELU,

d'

d

y

b Fig. Epaisseur d'enrobage



µl = 0,392 pour les aciers FeE400 Fissuration préjudiciable σS= 187 MPa Fissuration trés préjudiciable σS= 153 MPa

(b) - Calcul à l’ELU

Soit :

bu

ELU

db

M

σµ

..2

=

1ère Cas : la section est simplement armée

[ ]

e

t

bu

ff

dbA

dz

28min

..23,0

)4,01.(

.211.25,1

=

−=

−−=

α

σα

La section des armatures à l’ELU est déterminé par :

≥ min;.

max Afz

MA

ed

ELUu

2ème cas

comprimées armetures des et tendues armatures des prévoit on l

µµ>

� Armatures comprimées

')(..4,0

'

2

ddf

dbMA

ed

buELUu −

−≥

σ

� Armatures tendues

ed

buuu f

dbAA

σ..552,0'

2

+≥

(c)- Vérification à l’ELS

Soit Mrb le moment résistant du béton alors :

bcrbrbdbM σµ ...

2=



avec :

−=

+=

=

=

31.

2

1515

6,0

11

1

28

ααµ

σσσ

α

σσ

σ

rb

sbc

bc

ss

cbcf

1ère cas ELSrbMM <

, on prévoit des armatures tendues et des armatures comprimées.

Soient :

sb

rb

bcsc

z

MA

dd

σ

αδα

σσ

δ

.

'15

''

1

1

1

=

−=

=

� Armatures comprimées :

)'.('

dd

MMA

sc

rbELSs −

−≥ σ

� Armatures tendues :

s

scSS

AAA σσ.'

1+≥

Enfin on retient comme section des armatures, au moins égal au maximum de Au et AS

{ }su

AAA ;max≥

(d)- Armatures transversales

Soient Φt et Φl les armatures transversales et longitudinales, alors :

Φ

≥Φ mmlt 6;

3max



5.7.2. CALCUL DES ARMATURES DE LA DALLE DU DALOT

Les ouvrages sont sous une piste et sous une digue alors la dalle supporter son poids propres, les surcharges d’exploitation et le poids du remblai compacté. Pour la raison de sécurité, on admet le ferraillage de la dalle du dalot2 est égal à celui du dalot1.

5.7.2.1. HYPOTHESES

� La dalle est considéré comme une poutre reposée sur deux appuis simples, � La fissuration est préjudiciable.

5.7.2.2. CALCUL DES SOLLICITATIONS

5.7.2.2.1. SCHEMA DE CALCUL

Dans ce schéma :

P : Charges transmise d’un pneu d’un camion de type BP ; P = 50 000[N], c : coté de la surface qui reçoit le charge P ; c = 0,25 [m], hR : hauteur du remblai supporter de la dalle hR = 0,5[m], l : porté de l’ouvrage l = 1,5 [m],

b = c + 2.hR b = 1,25 [m],

21 ba −= a = 0,125 [m],

g : poids linéaire de la dalle et du remblai, q : surcharge due à l’effet d’un essieu de 10 tonnes.

5.7.2.2.2. CALCUL DE SOLLICITATIONS SOUS LES CHARGES PERMANENTES

Par mettre linéaire de l’ouvrage les charges permanentes sont données par :

P

a b a

l

c hR

q

g

Remblai

Dalle



RD ggg +=

avec : g :poids linéaire de la dalle avec le remblai ; gD : poids linéaire de la dalle avec 2,5 [T/m3] ; gR : Poids linéaire du remblai sur la dalle avec 1,8[T/m3] ; on a gD = 3750[N/m] gR = 9000[N/m] g =12750 [N/m];

Pour une poutre isostatique sur appuis simple le moment maximal se trouve à mi-travers

8.

2lg

Mg =

On a l = 1,5 [m] g =12750 [N/m] Mg = 3586 [Nm]

5.7.2.2.3. CALCUL DE SOLLICITATION SOUS LES SURCHARGES

2.b

PCq =

avec :

%20×=δC : majoration appliquée aux surcharges mobiles ; δ : Coefficient de majoration dynamique δ =1,432 ; P= 50 000 [N] b = 1,25 [m] d’où q = 54991 [N/m2].

Le moment de flexion maximale sous l’effet de surcharge se trouve également à mi travers et est déterminé par :

−=

28.

22alqMq

on trouve Mq = 15036 [Nm].

5.7.2.2.4. MOMENTS DE CALCUL

D’après les valeurs trouver précédemment on aura :

MELU = 27396 [Nm]

MELS = 18622 [Nm]



5.7.2.3. DETERMINATION DES ARMATURES

5.7.2.3.1. CALCUL A L’ELU

On a

168,03,1112100

273962

=××

=µ

comme µ < µl = 0,392 donc poutre à simple armature

α = 0,109 zb = 11,5 cm

d’où

Au = 6,86 [cm2] Amin = 1,24 [cm2]

5.7.2..3.2. CALCUL A L’ELS

[ ]

[ ]NmM

MPa

rb

rb

bc

35448121210002051,0

2051,0

4905,0

12

2

1

=×××=

=

=

=

µ

α

σ

[ ]

][92,918710

18622

103

4905,0112

,

2cmA

cmz

MM

s

b

ELSrb

=×=

=

−×=

≥

oùD'

armée simplement est section la Comme

aleslongitudin armatures comme linéaire mètre par cm 12,06 Prenons 2

== 166Φ A

5.7.2.3.3 ARMATURES TRANSVERSALES

Le diamètre des armatures transversales est donné par :

{ }[ ] les.transversa armatures comme , Prénonons mm

mmmmMax

t

t

.6

6;3

16

=Φ

≥Φ

5.7.2.3. DISPOSITION CONSTRUCTIVE

Longueur d’ancrage droit : lS = 40.Φl soit lS = 64 [cm]

Or la longueur d’appuis n’est que 40 [cm], donc on va appliquer un ancrage courbe.



La longueur nécessaire pour l’ancrage de type crochet normal s’exprime par :

ela s +Φ+≥2

.4,0

avec e : enrobage des armatures égal à 3 [cm] ; Φ : diamètre des armatures longitudinales 1,6 [cm] ; lS : longueur du scellement droit

On trouve

[ ]cma 4,29≥ Finalement la largeur des appuis de 40 cm convient pour l’ancrage courbe avec crochet normal.

5.7.3. B ACHE

5.7.3.1. HYPOTHESES

� Fissuration : Très préjudiciable pour l’ouvrage en contact avec l’eau ; � Surcharges : Les surcharges dues aux piétons sont fixées 150 Kg.

5.7.3.2. CALCUL DES ARMATURES DU TABLIER

- Schéma de calcul

Avec : g : charge permanent [N/m] ; q1 :surcharge linéaire [N/m] ; q2 :surcharge concentré [N].

Le fond du pont canal est calculé comme une poutre aux appuis simples.

- Evaluation des efforts � Charges permanentes

C’est le poids propre du fond et des parois : Fond : gF = 3000 [N/m] ;

q2

q1

g



Parois : gP= 2500 [N/m] ;

Total g = gF + gP

g = 5500 [N/m].

� Moment fléchissant dû aux charges permanentes

8. 2Lg

MG

=

avec g =5500 [N/m] L = 5,5 [m] d’où MG = 20796 [Nm]

� Charge d’exploitation Ceux sont le poids de l’eau et les charges aux entretiens ; il s’agit des charges variables dans le temps alors on applique une majoration de 20%. Poids de l’eau dans l’ouvrage : q1 = 0,50 x 0,40 x 1,2 = 2400 [N/m], Entretien et réparation de l’ouvrage q2 = 1500 x 1,2 = 1800[N]

� Moment fléchissant dû aux charges d’exploitation.

8

. 21

1

LqM

q=

avec q1 = 2400 [N/m] L = 5,5 [m] D’où Mq1 = 9075 [Nm]

4

. 22

2

LqM q = (charge concentré à mi-travers)

avec q2 = 1800 [N/m] L = 5,5 [m] D’où Mq2 = 2475 [Nm].

� Moment de calcul Les moments de calcul sont déterminés par :

)(

).(5,135,1

21

21

qqGELS

qqGELU

MMMM

MMMM

++=

++=



D’après les valeurs trouvées précédemment on aura [ ]

[ ]NmM

NmM

ELS

ELU

32346

45400

=

=

- Calcul des armatures longitudinales

� Calcul à l’ELU

MELU = 45400 [Nm] b = 60 [cm] d = 17 [cm] σbc = 11,3 [MPa]

D’où µ = 0,232 < µl = 0,392 : pièce simplement armée. α = 0,33 zb = 15 [cm] Au = 8,86 [cm2] Amin= 1,23 [cm2]

� Calcul à l’ELS

On a

[ ][ ]

[ ][ ]

[ ] [ ].16817,15

14

46105

222,05405,0

12153

2

2

1

2lS

b

cm 16,08 soit Aadopte on A

z

armée simplement pièce alors

blepréjudicia trés nFissuratio

Φ==

=

≥=

==

==

cm

cm

MMcmM

alorsMPaMPa

ELSrbrb

rb

bcs

µα

σσ

Fig. Armatures longitudinales de la bâche

� Armatures transversales

Le diamètre des armatures transversales est donc Φt > 5,3 [mm], on adopte Φt = 6 [mm ].

8 Φ 16



5.7.3.3. CALCUL DES PIEDROITS

5.7.3.3.1.CALCUL DES STABIITES DES PIEDROITS

Les deux piédroits d'about constituent le supports de l'ouvrage avec semelle fondées sur sol argileux. A défaut d'expérience de mesure de la résistance de sol de fondation on admet une résistance . Et pour assurer la stabilité de l'ouvrage on prévoit des pieux de Φ15 battus jusqu'au refus.

� Charges transmises au sol de fondation

- Charges permanente : poids du tablier, du piédroits et de la semelle G = 654493 [N], - Charges non permanentes : eau et agent d'entretenir Q= 6000[N].

� Vérification de la contrainte de sol de fondation

La contrainte de sol de fondation est déterminée par :

S

Pu=σ

avec σ : contrainte au niveau du sol de fondation [N/m2];

b = 0,50 b' = b’=1,00

a = 0,60

a' = 1,10

0,25 0,10 0,40 0,10 0,25

0,50

0,20

1,00

Fig. Coupe longitudinale du piédroit

Fig. Semelle du piédroit



Pu : charges transmises au sol de fondation [N]

25,135,1 QG

Pu

+=

S : Surface de la semelle [m2]. On a Pu = 48708 [N] S = 1,1 [m²] d'où σ = 0,41 [kg/cm2] Donc σ < σsol , la portance de sol de fondation est admissible pour l'ouvrage.

5.7.3.3.2. DETERMINATION DES ARMATURES

La méthode bielle est couramment utilisée pour le calcul des fondations. On applique dans ce paragraphe les résultats de cette méthode.

� Calcul à l'ELU Les armatures au coté Aa' (Cf. fig) sont données par:

( )

ed

uua fd

aaPA

...8

''

−=

Les armatures au coté Ab' (Cf. fig) sont données par :

( )ed

uub fd

bbPA

'...8

''

−=

On a d = 20 [cm] d' = 21 [cm] a'- a = b - b' = 0,50 [m] fed = 348 [MPa] D'où Aua' = 0,42 [cm] Aub' = 0,44 [cm]

� Calcul à l'ELS Comme le calcul en ELU les sections des armatures en ELS sont : - Armatures Aa' parallèles au coté a'

( )s

ssa d

aaPA σ..8

''

−=

- Armatures Ab' parallèles au coté b'

( )s

ssb d

bbPA σ'..8

''

−=

2QG

Ps

+=



On trouve Ps = 35746 [N] σs 153 [MPa]

D'où : Asa' = 0,86 [cm] Asb' = 0,91 [cm2]

Prenons 7Φ6 = 1,70 [cm2] et 5 Φ 6 = 1,98 [cm²] comme armatures respectivement aux deux cotés a' et b' de la semelle.

5.7.4. CALCUL FERRAILLAGE DES POUTRES DU PONCEAU

Fig. Coupe longitudinale de la poutre

� Charges permanentes

Bande de roulement : 5069 [N], Guide de roue : 357 [N], Traverses : 14910 [N], Entretoises : 6400 [N], Poutres principales : 53250 [N],

Total G = 79986 [N], soit g = 11266 [N/m].

� Moment fléchissant dus aux charges permanentes

Pour une poutre isostatique sur appuis simples, soumise à des charges uniformément repartie sur toute la longueur, le moment maximal se trouve à mi-travers :

8. 2Lg

MG

=

Avec : MG : moment maximal [Nm], g : Charge linéaire permanente [N/m]; L : portée de la poutre [m]; On trouve g = 11 266 [Nm] L = 6,60 [m] MG = 61 343 [Nm]

� Surcharges

Le ponceau est de 4 m de large, et est 6,6 m de long alors on ne considère comme surcharge qu'un camion de 15 tonnes.

0,25 6,60 0,25

0,75



� Coefficient de majoration dynamique

On a : -Longueur du pont L = 6,60 [m]; -Charge permanent G = 79986 [N];

-Surcharge Q = 150 000 [N];

Alors le coefficient de majoration dynamique est δ = 1,364. En outre les surcharges mobil sont majorées à 20%. D'où la majoration à appliquer sera C = 1,2 δ = 1,64

� Moment fléchissant dus aux surcharges

D'après le théorème de Barré, la position des surcharges la plus défavorable pour le calcul de moment fléchissant se trouve au droit d'un essieu lorsque cet essieu est la résultante générale du convoi se trouve dans une position symétrique par au milieu de la poutre. Cette position est représentée par la figure ci-dessous:

Dans ce schéma : l1 = 2,80 [m] e = 0,50 [m] a = 3,00[m] l2 = 0,80 [m]; Q1 = 163671 [N] et Q2 = 81836 [N] : Surcharges respectives des essieux arrière et avant appliquées à la majoration C.

La réaction au droit de l'appui A est déterminée par :

21

2221 .).(

lal

lQlaQR

A ++++

=

Et on obtient le moment maximal M Q due aux surcharges Q :

1.lRMAQ

=

D'après les valeurs précédentes, on trouve :

B A

l1 e e l2

a

R

Q1

Q2



RA = 104154 [N] MQ = 291632 [Nm]

� Moments résultants

Il s'agit ici de deux poutres principales de même moment d'inertie alors le coefficient de répartition par poutres est égale à 0,5 et chacun ont les moments résultants suivants:

2

2

.5,1.35,1

QGELS

QGELU

MMM

MMM

+=

+=

: ELSl'A

: ELUl'A

On a : MG = 61342 [N] MQ = 458279 [Nm]

D'où MELU = 260130 [Nm] MELS = 176488 [Nm]

5.7.4.2. CALCUL DES ARMATURES

� Armatures longitudinales

� Calcul à l'ELU

On a b = 25 [cm] d = 57 [cm] σbc = 11,3 [MPa]

D'où µ = 0,283 et µl = 0,392 : Armatures comprimées inutiles.

[ ][ ]

[ ]2

2min

81,15

47,1

28,47

426,0

cmA

cmA

cmz

u

b

=

=

=

=α

� Calcul à l'ELS

b

d d' y



[ ][ ]

][199949

2051,0

12

187

NmM

MPa

MPa

rb

rb

bc

s

=

=

=

=

µ

σ

σ

Mrb > MELS : armatures comprimées inutiles.

][48 cmzb =

D'où AS = 19,66 [cm²]

Enfin AS > AU ,on prend Al = 20,62 [cm²] = 5 ø 20 + 1 ø 25 comme armatures longitudinales disposées en deux nappes.

Fig. Armatures longitudinale des poutres du ponceau

� Armatures transversales

Le diamètre øT des armatures transversales est donc øT >= 8 [mm], on prend øT = 8[mm].

5.7.4.3.. EFFORT TRANCHANTS

Suivant la position des deux essieux les efforts tranchants maximaux se trouvent au droit d'un appuis.

� Efforts tranchants due aux charges permanentes

Les efforts tranchants maximaux dus aux charges permanentes sont déterminés par :

−= xlgV

G 2.

avec : Vg : Effort tranchant du aux charges permanentes au droit de l'appuis A [N]; g : Charge uniformément repartie 11266 [N/m]; x : Distance de l'essieu arrière par rapport à l'appuis [N]; l :longueur de la poutre 6,60 [m].

1 ø 25

5ø 20



� Effort tranchant dus aux surcharges

En tenant compte le majoration appliquées aux surcharges mobiles les efforts tranchants dus aux surcharges sont donnés par:

l

xalPxlPV

q

)().(21

−−+−=

Avec : Vq :Effort tranchant dus aux surcharges au droit de l'appuis A [N]; a : distance entre les deux essieux 3[m]; P1: Surcharge dus aux essieux arrière 163671 [N]; P2 :Surcharge dus aux essieux avant 81836 [N].

� Effort tranchant résultant

l'effort tranchant résultant par poutre est donnée par:

2

5,1.35,1QG

u

VVV

+=

� Contraintes tangentielles

Le contrainte tangentielle حi au droit d'une section d'une poutre est déterminé par :

db

Vui

i .=τ

avec : b : Base de la nervure 0,25 [m]; d : Hauteur utile de la poutre 0,6 [m]; Vui : Effort tranchant résultant [MN].

TABLEAU N°51 : EFFORT TRANCHANTS CONTRAINTES TANGENTIELLES x[m] 0,1 1 2 2,8 3 3,3

Vg [N] 36050 25911 14645 5633 3380 0

Vq [N] 204589 171111 133913 104154 96715 81836

Vu [N] 177775 145823 110320 81918 74817 61377 [ ]MPaτ 1,25 1,02 0,77 0,57 0,53 0,43

D'après les résultats au tableau n°51 on trouve qu' à chaque section considérée, les efforts tranchants sont tous inférieurs à 2 [MPa], [ ]MPa2 pτ d'où la relation (1) ci-dessous est vérifiée

[ ]

≤ MPaf

Minb

ci 4;

15,0 28γτ (1)



� -Calcul des espacements des armatures d'âme

les espacement des armatures transversales st est donné par :

et

≤

≤

cmdb

fAs

As

ett

tt

40;9,0;4,0

.min

.

0

0θ

Dans ce formule : St : espacement des nappes d'armatures transversales [cm];

At : Section des armatures transversales [cm²];

θ0 : Espacement des nappes d'armatures transversales correspondant à At =1[cm²].

)..3,0.(

9,0

280

ti

s

e

fkb

f

−= τγ

θ

Avec : k = 1 pour fissuration préjudiciable;

iτ :contrainte conventionnelle [N];

b :base de la nervure [m];

Or le diamètre des armatures transversales Øt = 8 [mm], alors At =0,50 [cm²]

TABLEAU N°52 : ESPACEMENT DES ARMATURES TRANSVERSALES DES POUTRES DU PONCEAU

x 0,1 1 2 2,8 3 3,3

θ0 [cm/cm²] 18 26 53 359 négatif négatif

At x θ0 [cm] 8,8 13,0 26,7 179,6 négatif négatif

[ ]cmb

fA et

04,0

. 20 20 20 20 20 20

0,9 d [cm] 51,3 51,3 51,3 51,3 51,3 51,3

St retenue [cm] 4 13 25 20 20 20

5.7.4.5. CALCUL DES STABILITES DES CULEES DU PONCEAU

5.7.4.5.1. SCHEMA DE CALCUL



Dans ce schéma :

W1, W2 : Poids de la culée [Kgf];

W3 : Poids propre du ponceau (platelage, poutre, entretoises, sommier) [Kgf];

Q1 , Q2 :Poussés du remblai de hauteur H1 et H2 [Kgf];

QS : Poussée due au surcharge au dessus du remblai [Kgf];

H2 : Hauteur de la culée 1,60 [m];

H1 : Epaisseur de remblai au dessus de la culée 1,00 [m];

B : Largeur en base de la culée 1,50 [m];

c : Largeur en crête de la culée 1,00 [m];

5.7.4.5.2. CALCUL DES EFFORTS

Tous les calculs se font par mettre linéaire de l'ouvrage.

� Forces verticales

� Poids propre de culée

m

m

CBHW

HcW

γ

γ

.2

.

..

22

21

−=

=

qs W3

H1 q1

QS

H2 W1

Q2 Q1 W2

c b



Avec W1 ,W2 :Poids propre de culée[N];

H2, :Hauteur de culée [m];

mγ :Poids spécifique de maçonnerie de moellons[N/m3];

On a : c =1,00[m] B = 1,50[m] mγ =2200[Kgf/m

3].

D'où : W1 = 3520 [Kgf] W2 = 880 [Kgf].

� Poids propre du ponceau

C'est le poids total de l'ouvrage : platelage, poutres, entretoises, sommiers W3 =20936 [N/m].

� Forces horizontaux � Poussée des remblaies

2..

...

22

2

211

HdKQ

HHdKQ

=

=

avec : H1 : Hauteur des remblais au dessus de la culée [m];

H2 : Hauteur de la culée[m]; d : Poids spécifique du remblaie [N/m3]

−°=2

452 φtgK

K : Coefficient de frottement; Φ : Angle de talus naturelle du terre à remblayer 35 °.

� Poussée due aux surcharges des roues de camion

2.. HqKQsS

=

avec: qs : Charges uniformément repartie transmise par les roues appliquée au coefficient de majoration dynamique [N/m²]; K : Coefficient de frottement; H2 : hauteur de culée [m].

On trouve : Q1 = 694 [Kgf] Q2 = 555 [Kgf] Qs = 887 [Kgf]



� Calcul des moments

TABLEAU N° 53 : MOMENT DES FORCES PAR RAPPORT A L'EXTREMITE A ET AU MILIEU I DE LA BASE.

Forces Bras de levier

en A [m] Bras de levier

en I [m] Moment en A

[Kgm] Moment en I

[Kgm] W1 1,00 -0,25 3520 -880

W2 0,33 0,42 293 367

W3 1,00 -0,25 2094 -523

Q1 0,53 0,53 555 555

Q2 0,80 0,80 296 296

QS 0,80 0,80 710 1522

5.7.4.5.3. CALCUL DES STABILITES

� Stabilité au glissement Pour que la stabilité au glissement soit assurer, il faut que:

5,1. ≥=∑∑

Q

WfK

G

Avec : f : Coefficient de frottement entre béton et maçonnerie de moellon [Source: Z. DAVIDIAN, Poussée des terres];

W3

W1

QS Q2 W2

Q1

c b

B

I A



∑W : Résultante des forces verticales [N];

∑Q : Résultante des forces horizontales [N].

On trouve: ∑W = 6494 [Kgf] ∑Q = 2136 [Kgf]

D'où: KG = 2,06 > 1,5 alors le stabilité au glissement est vérifié.

� Stabilité au renversement

La condition de non renversement se traduit par :

( )5,1

)(≥=

∑∑

QM

WMK

A

AR

Avec :

)()()()(321

WMWMWMWMAAAA

++=∑ : Somme des moment des forces stabilisatrices par

rapport à l'extrémité A de la base [Nm]; )()()()(

21 SAAAAQMQMQMQM ++=∑ : Somme des moment des forces de renversement

par rapport à l'extrémité A de la base [kgm];

On trouve :

[ ][ ]∑

∑=

=

KgmQM

KgmWM

A

A

2373)(

5907)(

D'où KR = 2,49 > 1,50 alors la condition de non renversement est vérifié.

� Stabilité élastique

� Première condition

La contrainte maximale au niveau de la base σmax, doit être inférieur à la portance du sol de

fondation σsol .

2minmax,

max

)(6

B

FM

S

W I

sol

∑∑ ±=

<

σ

σσ

Avec

minmax,σ : Contrainte maximale et minimal e au niveau de sol de fondation [kgf/m²];

∑W : Résultante des forces verticales [kgf];



∑ )(FM I : Somme des moments des forces par rapport au centre de gravité de la base

[kgm]; S : Surface de la base[m²]; B : Largeur de la base [m]; On trouve

maxσ = 0,78 [kg/cm²] minσ = 0,09 [kg/cm²]

� Deuxième condition

La résultante des efforts dot passer dans le tiers central de la base, et se traduit par:

61.

6max BB

WBe ≤

−=

∑σ

On trouve : [ ] [ ]mBme 25,06

21,0 =≤= d'où la stabilité élastique est vérifiée.

5.8. STATION DE POMPAGE

Dans ce paragraphe on traitera la deuxième proposition d’aménagement ou l’installation de station de pompage pour assuré le drainage du périmètre étudié. L’étude consiste à choisir le type d’installation techniquement valable , coût acceptable et frais d’entretien adoptable aux paysans.

La station de pompage consiste à donner le liquide pompé, une énergie suffisante afin d’élever à un certain niveau. Ce système est utilisée dans les domaines : industrie, agricole, urbanisme . . .etc.

En général, on trouve deux catégories de pompe :

� Les turbopompes : Une roue munie d’aubes ou d’ailettes, est animé d’un mouvement

rotation comme exemple pompe centrifuge, pompe hélice ou même hélicoïdale.

� Les pompe volumétriques

La conception et les équipement d’une station dépend de nombreuses facteurs tels que :

� Le débit à pompé et l’hauteur d’élévation ;

� La nature du fluide à pomper (caractéristiques mécanique, chimiques ou autres) ;

� Le genre d’exploitation (domestique, collective, industrielle, agricole) ;

� Le lieu d’implantation ;

� Les élément sociologiques, économiques et climatique ;



5.8.1. EMPLACEMENT DE LA STATION DE POMPAGE

Le site d’implantation de la station se trouve sur la digue de la rivière Andromba et au bout du périmètre, il est choisi pour les raisons suivantes :

� Les risques d’inondation est improbable ;

� Pompage directement dans la rivière afin d’éviter le canal d’évacuation ;

� Longueur optimum du drain d’amené à la station de pompage.

5.8.2. ELEMENTS DE BASE POUR LE CALCUL ET CHOIX DES POMPES

5.8.2.1. DEBIT A POMPER

Le débit à pomper est égal à celui au produit du moule d’assainissement avec la superficie à drainer.

1000.qS

Q =

Avec q : module d'assainissement [l/s/ha]; S : Surface du basin versant [ha].

Ce débit à pomper est égal aussi à la somme du débit transité par les deux drains D1 et D2. On a : q = 2,3 [l/s/ha] S = 1650 [ha] D'où : Q = 3,8 [m3/s]

5.8.2.2. HAUTEUR MANOMETRIQUE TOTALE

5.8.2.2.1. PERTES DE CHARGE LINEAIRE

Les pertes de charge se produisent par les effets des frottements entre le fluide avec le paroi du conduite. C'est mieux d'utiliser les conduites en fonte à cause de leur dureté et le lieu d'emplacement.

La formule la plus de Colebrook suivant donne les pertes de charge dans une conduite:

+Φ−=

Φ=

λλ

λ

Re51,2

7,3log21

.2.

2

k

gVJ

Avec : V : Vitesse du liquide [m/s]; k : rugosité absolue; Ф : Diamètre intérieur de la conduite [m];



Re : Coefficient de Reynolds; λ : Coefficient de friction;

Les résultats de calcul sont obtenus à l'aide de l'abaque représenté en annexe.

Pour un débit de 400 [l/s], les pertes de charge linéaire sont :

� Conduite d'aspiration Φ 327 en fonte J1 = 80/1000[m/m];

� Conduite de refoulement Φ 400 en fonte J2 = 25/1000[m/m].

5.8.2.2.2. LES PERTE DE CHARGE LOCALE

Les codes, la crépine et la pompe elle-même, engendrent des pertes de charge locales dont les valeurs sont obtenues à l'aide de l'abaque en annexe.

Pour un débit de 400 [l/s], les pertes de charge locales sont :

� Dans les coudes : Φ400 : J3 = 0,25 [m]

Φ327: J4 = 0,7 [m]

� Perte de charge dan le clapet anti-retour Φ400 : J5 = 0,35 [m];

� Pertes de charge dans les crépines Φ500 : J6 =0,6 [m].

A la sortie de la conduite de refoulement, l'eau débouche à l'air libre. [Source: SOGREAH. Les pompes et les petites station de pompage].

5.8.2.2.3. LE H.M.T.

La hauteur manométrique total d'une pompe est la différence de pression en mettre de colonne de liquide(MCL) entre les orifices d'aspiration et de refoulement.

( )γ

12.10 PPJréfJaspHgHmT

−+++=

Avec: HmT: hauteur manométrique total [m];

Hg : Hauteur géométrique d'élévation [m];

Jasp : Perte de charge dans le conduite d'aspiration[m];

Jréf : Perte de charge dans le conduite [m];

P2 : Pression au refoulement [kg/cm²];

P2 : Pression a l'aspiration [kg/cm²];

γ : Poids spécifique du liquide à pomper [Kg/dm3].

Si les niveaux à l'aspiration et au refoulement se trouvent à la même pression, par exemple: la pression atmosphérique, alors le HmT dévient :



HmT = Hg + Jasp + Jréf

(Source:M.A. SAVATIER, Les pompes et les station de pompage ).

Comme le débit total à pomper est 3,8 [m3/s] alors on prévoit dix pompes, chacun a de débit 0,4[ m3/s] et les accessoires sont :

� Conduite d'aspiration en fonte de Φ 327, de longueur Lasp =11 [m];

� Conduite de refoulement en fonte Φ 400 de longueur Lréf = 10 [m];

� Hauteur géométrique d'élévation : Hg = 3,69 [m].

D'après les résultats précédents on a:

Jasp = 2,18 [m], Jréf = 1,10 [m] D'où HmT = 7,00 [m].

5.8.2.3. HAUTEUR MAXIMALE D 'ASPIRATION

La dépression créée par rapport à la pression atmosphérique pour faire arriver l'eau jusqu'à la pompe doit toujours être inférieur au vide théorique. Cette dépression est la somme de:

� Hauteur géométrique d'aspiration,

� Pertes de charge à l'aspiration,

� Eventuel tension de vapeur de l'eau à pomper.

Par ailleurs, la pression absolue à l'entrée de la pompe ne doit pas descendre en dessous d'une valeur déterminée. Le dépassement de cette valeur entraînera le phénomène de "cavitation" qui est dangereux pour les pompes.

Pratiquement, la possibilité d'aspiration d'une pompe est fonction de ses caractéristiques et les conditions d'installation déterminées grâce au NPSH (Net Positive Head).

5.8.2.3.1. N.P.S.H. DISPONIBLE

Le NPSH disponible est la valeur de la pression absolue mesurée sur l'axe de la bride d'aspiration. Pour les altitudes inférieur à 100 m, le NPHS disponible est donné par l'expression suivante :

)(10)(aspaspdisp

JHNPSH +−=

Avec : Hasp : Hauteur géométrique d'aspiration [m]; Jasp : Pertes de charge d'aspiration [m];

On a Hasp = 2,50 [m] Jasp = 2,18 [m]



D'où (NPSH)disp = 5,32 [m]

5.8.2.3.2. N.P.S.H. REQUIS

Chaque constructeur possède, à chaque type de pompe et pour une vitesse de rotation déterminée, une courbe donnant la valeur du NPSHréquis. Pour respecter la condition imposée par le constructeur il faudra que:

réquisdispNPSHNPSH )()( >

La courbe de NPSH de la pompe de marque GECALTOM, type EMJV 34 de débit 1400[m3/h] est disponible en annexe; On trouve NPSHréquis = 4,5 [m] < NPSHdisp.

5.8.2.4. VITESSE SPECIFIQUE

La vitesse spécifique d'une pompe est donnée par :

[ ] 4/3

..

HmT

NCQn

s=

Avec:

Q : Débit [m3 /s]; N : Vitesse de rotation prise égal à 980[trs/mn]; C : Coefficient égal à 52;

On trouve : Q = 0,4 [m3/s] HmT = 7,00 [m] D'où ns = 7513 (Source : SOGREAH. Les pompes et les stations de pompage,)

5.8.2.5. COURBE CARACTERISTIQUE D 'UNE POMPE

Le constructeur établi trois courbes pour caractériser une pompe:

5.8.2.5.1. COURBE DEBIT-HAUTEUR

Elle représente les variations de la hauteur manométrique totale d'élévation susceptible d'être fournie par la pompe en fonction du débit Q. En annexes sont donnés deux types de courbes correspondants aux pompes hélice et centrifuge.



5.8.2.5.2. COURBE DE RENDEMENT

Pour chaque type de pompe, cette courbe présente un maximum au voisinage duquel il faudra s'efforcer d'utiliser la pompe.

Pour la pompe EMJ34 ce type de courbe est présenté en annexe et le rendement est η = 0,75.

5.8.2.5.3. COURBE DE PUISSANCE

La puissance absorbée sur l'arbre de la pompe est donnée par les formules suivantes:

ηω

ηω

.2,102..

75..

HmTQP

HmTQP

=

=

Avec : ω : Poids spécifique de l'eau 1[kg/dm3]; η : rendement de la pompe; P : Puissance absorbée sur l'arbre de la pompe[CV]. La courbe de puissance en fonction du débit est donc parabolique. (Source M.A SAVATIER: Les pompe et les stations de pompage,)

D'après les valeurs précédentes on trouve: P = 36 [kW] = 50 [CV].

5.8.2.5.4. COURBE CARACTERISTIQUE DE CONDUITE (Q - C)

La courbe caractéristique de conduite représente la variation de perte de charge en fonction du débit à pomper.

5.8.2.5.5. POINT DE FONCTIONNEMENT

Une fois dessiné la courbe caractéristique d'une pompe, on obtient le point de fonctionnement de la pompe par l'intersection de la courbe débit-hauteur avec la courbe caractéristique de la pompe des conduites (Q-C).

5.8.3. CHOIX DE TYPE DE POMPE

5.8.3.1. CHOIX DE TYPE DE POMPE EN FONCTION DES CARACTERISTIQUES HYDRAULIQUES

- Pompes hélices

� HmT < 15 [m],

� Débit > 100 [l/s],



� ns > 9000.

- Pompes centrifuges

� HmT > 15 [m],

� ns < 4200 : pompe simple aspiration;

� 4200 < ns < 6000 : pompe double aspiration;

� 6000 < ns < 9000 : pompe à écoulement mixte.

Pour la zone intermédiaire, seules les comparaisons économiques permettent de choisir le type de pompe.

(Source : SOGREAH. Les pompes et les stations de pompage,) Comme HmT = 7 [m] Q = 400 [l/s] ns = 7513 alors on choisi d'utiliser le type de pompe hélicocentrifuge.

5.8.3.2. LE TYPE DE MOTEUR A UTILISER

Le choix de moteurs destinés à entraîner les pompes d'une station de pompage est subordonné à la :

� Puissance absorbée par la pompe;

� Nature des sources d'énergie disponible;

� Type de pompe.

5.8.3.2.1. LA PUISSANCE ABSORBEE PAR LA POMPE ET PUISSANCE DES MOTEURS

En tenant compte les pertes dues aux divers pièces du moteur, on prévoit les majoration suivantes :

� 10 à 30% puissance de la pompe;

� 30% puissance de moteurs 5 [CV];

� 20% puissance de moteurs entre 5 et 25 [CV];

� 10 % puissance de moteurs supérieur à 25 [CV].

Dans la présente étude la puissance de pompe en calcul est 50 [CV] alors on prévoit d'utiliser le pompe 55 [CV].

5.8.3.2.2. SOURCE D'ENERGIE

Les moteurs électriques et thermiques sont les plus employés comme source d'énergie à Madagascar. L'absence de l'électrification rurale dans le zone d'étude nous obligeons d'utiliser les moteurs thermiques pour alimenter le station de pompage.



(a) - Les moteurs Diesel sont généralement axe horizontaux, ils nécessitent de moteur auxiliaire pour ses démarrages et la consommation est de l'ordre de 0,25 [l/s/CV] selon les normes d'administration du Génie rurale. Dans le but d'amortir les vibrations, le poids massif de fondation sera d'environ 4 fois supérieur à celui du moteur envisagé à le supporter.

(b) - Le moteur à essence ne seront envisagé à raison de consommation élevé par rapport au diesel.

5.8.4. ETUDE ECONOMIQUE DE LA STATION DE POMPAGE

Dans l'analyse économique d'un tel projet, les charges à tenir en compte sont :

� Charge d'amortissement pour l'investissement;

� Charge de fonctionnement et entretien.

5.8.4.1. LES CHARGES D'AMORTISSEMENT POUR L 'INVESTISSEMENT

Elles dépendent du coût d'investissement c'est à dire les prix du génie civil et des équipements électromécaniques. Les charges annuelles, qui en découle, dépendent de la durée de vie de ces équipements.

TABLEAU N° 54 : CHARGES AUX INVESTISSEMENT DE LA STATION DE POMPAGE Désignation Durée de vie [années] Coût [FMG] Conduite d'aspiration et de refoulement 30 8 000 000 Pompes 20 150 000 000 Moteur diesel 10 100 000 000

5.8.4.2. LES CHARGES DE FONCTIONNEMENT

Pendant la durée 10 ans du projet, les équipements électromécanique travailleront 12 heures par jour du mois de décembre à avril, et le nombre total de heure de fonctionnement est de 1800 heures/an. Les suivants les détails des dépenses pour les entretiens et de fonctionnement.

5.8.4.2.1. ENTRETIEN

On estime l'entretien en pourcentage du coût d'investissement initial : �

� Génie civil : 1% par an;

� Pompe : 1% par 1000 heures de fonctionnement;

� Moteur diesel : 5% par 1000 heures de fonctionnement;

� Conduite : 1% par an.

Les coût des entretiens sont donc:

� Pompe : 300 000 FMG/an;



� Moteur diesel : 540 000 FMG/an;

� Conduite : 30 000 FMG/an.

5.8.4.2.2. ENERGIE DE POMPAGE

Consommation � gasoil : 0,15 [l/h/CV] soit 14 721 [l/an] ;

� huile et graisse : 20 % du coût de carburant.

5.8.4.2.3. FRAIS MAINS D'ŒUVRE

Il faut prévoir un agent de surveillance pendant le mise en marche de la station, et aussi des agents de sécurité, soit 500 000 FMG/an ou 6 000 000 FMG/an.

5.8.4.3. RECAPITULATION DES DEPENSES POUR LA STATION DE POMPAGE

TABLEAU N°55 : RECAPITULATION DES DEPENSES POUR LA STATION DE POMPAGE Conduite d'aspiration et de refoulement

8 000 000

Pompes 150 000 000

INVESTISSEMENT

Moteur diesel 100 000 000 Entretien 11 980 000 Energie de pompage 61 826 688

FONCTIONNEMENT

Main d'œuvre 8 500 000

5.9. COUTS ESTIMATIFS DES TRAVAUX

L'estimation du coût du travaux a été effectuée sur la base des quantités mesurées sur l'ensemble des ouvrages projetés et du bordereau des prix unitaires présenté en annexe 4. Ces prix unitaires résultent d'une analyse des prix pratiqués pour ces types de travaux par des petites et moyennes entreprises locales, sous le condition économiques du dernier trimestre 2002 et en tenant compte de l'importance de la mise en œuvre du projet.

Le coût total des travaux par variante et estimé environ:

- Scénario 1 : CINQ CENT QUARANTE MILLIONS DE FRANC S MALAGASY y compris le T.V.A (540 Millions FMG TTC).

- Scénario 2 : NEUF CENT DIX HUIT MILLIONS DE FRAN CS MALAGASY y compris le T.V.A (918 Millions FMG TTC).

Le coût des travaux est répartie comme suit:



TABLEAU N°56: COUT ESTIMATIF DES TRAVAUX - VARIANTE N°1

Désignation Terrassement Protection Maçonnerie et béton Divers TOTAL

Dalot1 au PM000 4 992 000 400 000 5 835 800 - 11 227 800 Dalot2 au PM300 512 000 500 000 9 276 000 2 500 000 12 788 000 Pont au PM 1700 1 630 000 800 000 25 248 000 - 27 678 000 Ouvrage de jonction au PM 1700 2 528 000 - 63 465 000 20 245 000 86 238 000

Bâche au PM 300 sur D1 642 000 400 000 5 294 600 - 6 336 600

Passerelle sur D1 32 000 - - 1 502 000 1 534 000 Drain D1 72 000 000 - - - 72 000 000 Drain D2 44 100 000 - - - 44 100 000 Drain D3 76 500 000 - - - 76 500 000 Canal réalimentation 2 250 000 - - - 2 250 000 Digue 60 880 000 - - - 60 880 000 TOTAL DES TRAVAUX 401 432 400 FRAIS DE MAITRISE D'OEVRE 48 250 000 TOTAL HT 449 782 400 TVA (20 %) 89 956 480 TOTAL TTC 539 738 880

TABLEAU N°57: COUT ESTIMATIF DES TRAVAUX - VARIANTE N°2

Désignation Terrassement Protection Maçonnerie et béton Divers TOTAL

Dalot1 au PM000 4 992 000 400 000 5 835 800 - 11 227 800 Dalot2 au PM300 512 000 500 000 9 276 000 2 500 000 12 788 000 Pont au PM 1700 1 630 000 800 000 25 248 000 - 27 678 000 Ouvrage de jonction au PM 1700 2 528 000 63 465 000 20 245 000 86 238 000

Bâche au PM 300 sur D1 642 000 400 000 5 294 600 - 6 336 600

Passerelle sur D1 32 000 - - 1 502 000 1 534 000 Drain D1 72 000 000 - - - 72 000 000 Drain D2 44 100 000 - - - 44 100 000 Drain D3 76 500 000 - - - 76 500 000 Canal réalimentation 2 250 000 - - - 2 250 000 Digue 60 880 000 - - - 60 880 000 Drain D4 à la station de pompage 61 065 000 - - - 61 065 000

Station de pompage 680 000 - 38 735 000 278 000 000 TOTAL DES TRAVAUX 401 432 400 FRAIS DE MAITRISE D'OEVRE 48 250 000 TOTAL HT 449 782 400 TVA (20 %) 89 956 480 TOTAL TTC 539 738 880

Etude économique

Mémoire de fin d'études

98

6. ETUDE ECONOMIQUE DU PROJET

La durée de vie du projet est estimée à 10 ans et touts les calculs économiques sont basés sur cette durée. Toutes les dépenses et les recettes possibles seront estimées, mais avant tout on évaluera les impacts économiques impliqués par la mise en place du projet.

6.1. IMPACT ECONOMIQUE DU PROJET

L'analyse d'impact économique quantifiable dans ce projet résidera sur la production supplémentaire due à l'augmentation de la surface de rizière cultivable estimé à 50 ha, la possibilité de riziculture de contre saison et aussi l'augmentation de rendement.

6.1.1. AUGMENTATION DE SURFACE

L'augmentation de surface sera accompagnée par la transformation des surfaces complètement submergées à la première précipitation en parcelles aménagées estimées à 50 ha. La durée de l'augmentation sera estimé à 4 ans et la progression est présentée au tableau N° 58

TABLEAU N°58 : AUGMENTATION ANNUELLE DE LA SURFACE CULTIVABLE

Année 0 1 2 3 Surface cultivable 140 165 177,5 190 Augmentation de surface 0 25 37,5 50

6.1.2. AUGMENTATION DU RENDEMENT

Suivants les enquêtes auprès des exploitant, le rendement du riziculture de ce périmètre est actuellement estimé à 1,6 tonnes à l'hectare. Après aménagement, l'eau sera maîtrisé et les paysans sont sensibilisé à améliorer le technique cultural enfin on espère que le rendement devient 3 tonnes à l'hectare. Cette augmentation sera aussi pour pouvoir durer une année, après la réalisation du projet. Le Tableau n°59 récapitule l'évaluation du rendemen t sur les quatre années.

TABLEAU N°59 : EVALUATION DU RENDEMENT ANNUELLE.

Année 0 1 2 3-10 Rendement annuel [t/ha] 1,6 3,0 3,0 3,0 Augmentation du rendement [t/ha] 0 1,4 1,4 1,4

Etude économique


99

6.1.3. CULTURES DE CONTRE SAISON

L'absence d'inondation favorise les cultures de contre saison dont la recette obtenue est estimée à 60 % de celle de la culture de première saison.

6.1.4. AUGMENTATION ANNUELLE DE LA PRODUCTION

L'augmentation annuelle de la production après la réalisation de projet est due à l'augmentation de surface et de rendement pour les deux saisons de cultures.

TABLEAU N°60 : AUGMENTATION ANNUELLE DE LA PRODUCTION.

Année 0 1 2 3-10

Superficie (ha) 140 165 177,5 190

Rendement (t/ha) 1,60 3,0 3,0 3,0

Production(t) 244 495 532,5 570

Différence de surface 0 25 37,5 50

Différence de production de la 1ère saison(t) 0 271 308,5 346

Différence de production de la 1ère saison(t) 0 162,6 185,1 207,6

Différence de production annuelle(t) 0 433,6 493,6 553,6

6.2. RENTABILITE DU PROJET

Le but est de mesurer la viabilité financière et économique du projet d'aménagement. Les indicateurs de rentabilité d'un projet sont la Valeur Actualisée Nette (VAN), le Gain Relatif en Valeur Actualisée Nette (GRAVAN) et Le Taux de Rentabilité Interne (TRI).

6.2.1. VALEUR ACTUALISE NETTE (VAN)

Le projet est rentable si la VAN a comme valeur positif. Pour une période n, de taux d'actualisation i, la van d4un projet est donnée par la formule suivante :

∑∑

∑

=

=

−=

=

−

=

=

−

+−

+=

+=

nk

k

kk

nk

k

kk

nk

k

kk

iDiRVAN

iBVAN

01

0

)1()1(

)1(

Etude économique


100

avec : Bk : Bénéfice de la période k [FMG]; Rk : Dépense de la période k [FMG]; n : Nombre d'année; i : taux annuelle considéré [%].

6.2.2. GAIN RELATIF EN VALEUR ACTUALISEE NET (GRAVAN)

Le VAN indique seulement la rentabilité du projet sans préciser l'importance de l'apport initiale, pour cela il faut calculer le GRAVAN.

0D

VANGRAVAN =

Avec : D0 : Dépense initiale [FMG]; VAN : Valeur Actualisé Net [FMG];

6.2.3. TAUX DE RENTABILITE INTERNE (TRI)

La VAN et le GRAVAN sont des indicateur subjectifs car ils dépendent du choix du taux i. Pour remédier à ce problème, il faut calculer le TRI qui est un indicateur objectif ne dépend pas du choix du taux i. Le TRI est défini comme étant le taux qui annule la VAN. Pour trouver le TRI, on résout l'équation à nième degré VAN (TRI) = 0 par interpolation linéaire. Pour se faire, il sera nécessaire d'évaluer toutes les dépenses à effectuer et ensuite d'estimer les recettes possible (réelle ou fictive) produites par la mise en place projet.

6.2.3.1. EVALUATION DES DEPENSE

6.2.3.1.1. CHARGES D'EXPLOITATION

Les détails des calculs relatifs aux différents coûts des charges d'exploitation du périmètre sont donnés en annexe 6, seuls les résultats sont présentés dans cette section. Les charges d'exploitation de la riziculture de contre saison sont évalués comme celle de la riziculture de saison.

6.2.3.1.2.COUTS D'UTILISATION DES MATERIEL DES MATERIELS AGRICOLES

Les principaux matériels nécessaires à la riziculture sont : la charrue, la herse et le sarcloir; les coûts retenus sont ceux recueillis auprès des exploitants pendant les enquêtes. N'y sont pas intégrés les coûts d'utilisation des animaux de trait, compte tenu du système d'entraide existant entre les producteurs.

Etude économique


101

Les données relatives aux coûts d'utilisation des matériels sont proposées en annexe 6. Ces coûts sont évalués en prix constants pendant les dix premières années après aménagement. Il ont été calculés par hectare de surface exploitée.

6.2.3.1.3. COUTS DES INTRANTS

Comme précédemment, les résultats des enquêtes ont montré que l'utilisation des intrants reste limitée sinon inexistante dans le périmètre de Tsaratanana. Les engrais chimiques sont inaccessible dans la majorité des paysans. Ainsi, le prix des semences et de leur traitement constituent les seules composantes des coûts des intrants. Ils sont également calculés par hectare et données en annexe6. coûts

6.2.3.1.4. COÛTS DES MAINS D'ŒUVRE

Dans toutes les différentes étapes du processus de production du paddy, les coûts de la mains d'œuvre restent constants. Seul varie le nombre des hommes nécessaires pour chaque phase du travail par hectare (rendement homme-journée par hectare). Un tableau donnant une liste exhaustive des différentes opérations avec les rendements correspondants (hj/ha) est proposé en annexe 4. Le coût de la main d'œuvre sera invariablement intégré dans le calcul. Les charges d'exploitation par hectare de rizière cultivée dans le périmètre se repartissent en "matériel", en "intrant" et en "mains d'œuvres". Exprimés en milliers de FMG (X1000FMG), leurs coûts sont évaluer successivement à 335, 464 et 560 par hectare de rizière.

6.2.3.1.5. COUTS DU PROJET

L'estimation du coût de chaque variante a été effectuée sur la base de quantité mesurées sur l'ensemble des ouvrages projetés et du bordereau du prix unitaires. Ces prix unitaires résultent d'une analyse des prix pratiqués pour ces types de travaux par des petites et moyenne entreprises locales, sous les conditions économiques du première trimestre 2003. Les coût ont été explicités dans les sections précédentes pour chaque variante.

6.2.3.2. RECETTES D'EXPLOITATION

Les recettes d'exploitation sont par hypothèse calculées à partir du prix du paddy produit. Outre la superficie cultivée, les recettes d'exploitation sont calculées suivant des estimations des rendements résultant des enquêtes et des cours des prix de paddy de la dernière campagne 2002. Le prix de la tonne de paddy est en moyenne de 1.000.000 FMG. Ce prix est considéré comme constant pour les deux productions de l'année.

6.2.3.3. CALCUL DE TAUX DE RENTABILITE INTERNE

Dans le but de faciliter la lecture du présent rapport, les détails des différentes calculs sont présentés en annexe 6. Y sont intégré le coût d'entretien et de gestion ainsi que les amortissements, les premiers étant estimés à 2,5% des coûts de travaux et les seconds à 10% des mêmes coûts.

Etude économique


102

Dans ce tableau de calcul figurerons le cash flow, le cash flow actualisés, les Valeurs actuelles Nettes (VAN) des cash flow et enfin les Taux de Rentabilité Interne (TRI). Par ailleurs une remarque préliminaire s'impose quant à la valeur de taux de rentabilité obtenu. En effet, les travaux d'aménagement assureront uniquement la maîtrise de l'eau. Ce TRI ne tient pas donc compte des effets induits sur les autres spéculations. Malgré la faible intensité de l'agriculture de la région, la rentabilité du projet ne fait aucun doute. Sans tenir compte du niveau d'investissement, la superficie supplémentaire irriguée atteint 50 ha dont le rendement attendu à l'hectare est le double de celui obtenu actuellement. La présentation des résultats des calculs permet d'affirmer la rentabilité économique. Elle permet de conforter les prises de décision quant à sa mise en œuvre. Toutefois d'autres impacts non quantifiables feront l'objet d'une estimation qualitative. Les calcul donne le TRI, et le tableau suivant récapitule tous les principaux paramètres et indicateurs du projet.

TABLEAU N°61 : ESTIMATION DE LA RENTABILITE FINANCIERE DU PROJET TSARATANANA

Variante Surface irriguée [ha]

Coût total des travaux [FMG]

Coût à l'hectare [FMG]

TRI [%]

Scenario 1 190 538 000 000 2 850 000 58 Scenario 2 190 918 000 000 4 829 000 29

Un TRI égal à 58 % ou 29 % évalue le niveau du retour du capital investi par année de production. Une comparaison avec le taux d'intérêt pratiqués par les établissements de crédit permettrait ainsi d'apporter une première conclusion quant à la rentabilité financière et économique du projet. En tenant compte du taux directeur pratiqué actuellement par la Banque Central, soit de 7% depuis 13 janvier 2003, le projet est financièrement rentable à court terme. Par ailleurs, d'autres indicateurs socio-économiques et environnementaux permettraient d'évaluer les différents impacts générés par le projet dans tous les secteurs d'activités dans la région. Enfin, les coûts à l'hectare des travaux d'aménagement varie sensiblement suivant les variantes proposées. Avec un niveau maximum de 4 829 000 FMG à l'hectare, la rentabilité du projet de réhabilitation du périmètre Tsaratanana apparaît plus performant économiquement par rapport aux autres projets hydroagricoles nationaux.

6.2.4. PERSPECTIVE DE LA SITUATION DES EXPLOITATIONS DE TSARATANANA

Le système d'exploitation des unités de production familiales du périmètre de Tsaratanana se caractérise par la destination de la production. Cette dernière explique la faiblesse sinon l'impossibilité des agriculteurs à constituer un minimum de capital d'exploitation afin d'améliorer ses moyens de production. Avec un rendement moyen de 1,6 tonnes à l'hectare, la riziculture n'arrive même pas à assurer l'autosuffisance alimentaire du ménage. La production est pratiquement autoconsommée, le développement et l'importance des cultures maraîchères s'en découle. Ces dernières assurent ainsi un double rôles : d'une part, comme source de revenus financière du ménage, et d'autre part comme alimentation d'appoint pendant les périodes de soudure.

Etude économique


103

A court terme, la mise en œuvre du projet de réhabilitation inversera cette tendance déficitaire du budget des ménages de Tsaratanana. En effet, un rendement moyenne de 3tonnes à l'hectare leur permettra d'assurer leur auto consommation ou même d'en dégager le surplus. A fortiori, la possibilité de pratiquer une riziculture de contre saison ainsi que des cultures de contre saison et/ou maraîchères constitueront des sources de revenus supplémentaires du ménage. Ce n'est seulement que dans cette perspective, que le système de production des agriculteurs de Tsaratanana leur permettra de réduire leur pauvreté et améliorer à terme leur niveau de vie. La rentabilité financière d'un projet ne justifie pas dans tous les cas l'amélioration des autres indicateurs socio-économique.

Etude d'impact environnemental


7. ETUDE D'IMPACT ENVIRONNEMENTAL

7.1. DESCRIPTION DU PROJET

Le projet de réhabilitation du périmètre de Tsaratanana consiste à réaliser les travaux présentés au tableau N°62 suivant :

TABLEAU N°62 DESCRIPTION DE TRAVAUX A REALISE

Désignation Dimension Longueur

Regabaritage drain D1 jusqu'au PM300 b = 3,0 m H = 0,80 m f = 1/1

300 m

Regabaritage drain D1 PM300 - PM 1700 b = 5,0 m H = 0,90 m f = 1/1

1400 m

Regabaritage drain D2 b = 4,0 m H = 0,80 m f = 1/1

770 m

Regabaritage drain D3 b = 8,0 m H = 1,20 m f = 1/1

1700 m

Creusement drain intermédiaire joignant D2 à D1

b = 4,0 m H = 0,80m f = 1/1

210 m

Construction d'un dalot b = 1,50 m H = 1,0 m 5 m

Construction d'un dalot b = 0,50 m H = 1,0 m 4 m

Construction d'une bâche b = 0,60 m H = 0,70 m 6 m

Construction d'une ponceau

Pont à deux poutres en BA, platelage en bois, culée en maçonneries de moellons

7,50 m

Rehaussement d'une digue de protection l = 3,0 m H = 1,0 m 1800 m

7.2. SITUATION ACTUELLE DU PERIMETRE ET L 'AIR D ' INFLUENCE DU PROJET

7.2.1. ASPECT PHYSIQUE

L'air d'influence du projet dans le périmètre se remarque par ses bassins versants latéraux. D'ailleurs ledit périmètre est constitué par :



� La plaine d'Ankeniheny, d'une superficie de plus de 190 ha, situé dans la rive gauche

de la rivière Katsaoka, et la digue clôture la partie Est du périmètre. Elle est délimité à

l'Ouest par la vallée d'Ankidona et la colline d'Antanimarina, au sud-est par la piste

menant à Ambatomirahavavy et des arbres fruitiers démarque l'extrême nord. Depuis

une décennie, la riziculture a connu un problème d'inondation à chaque saison de

pluie, la mauvaise état de l'évacuation dans la plaine en est une des principales

causes,

� La vallée d'Ankidona, qui se trouve en amont est perpendiculaire à la plaine

d'Ankeniheny. Elle sépare les deux collines d'Antanimarina et de Fenomanana.

On dénote l'existence d'une vallée se trouve en amont de la plaine d'Ankeniheny, et sur les contrebas de ces deux collines longent les canaux d'irrigation creusés venant du barrage.

7.2.2. ASPECTS HUMAIN

Sept villages comptent des centaines de famille, aux alentours du site de projet. Outre que les 212 familles membre de l'association des usagers de l'eau, presque toute la population de ces villages sont des agriculteurs, tous sont impliqués par le projet.

7.2.3. ASPECT BIOLOGIQUE

Outre que la plaine, la majeur partie du couverture végétal de cette zone est constitué par le bozaka et ce plante domine des centaines d'hectares. Cependant, on trouve des culture maraîchères et quelques reboisements pins, eucalyptus et arbres fruitiers.

7.3.D IAGNOSTIQUES SOMMAIRES DES PROBLEMES ENVIRONNEMENTAUX

7.3.1. M ILIEU PHYSIQUE

D'une part une forte pente et la mauvaise couverture des collines, d'autre part l'inondation périodique du périmètre, ces constatations expliquent l'aggravation du phénomène d'érosion et l'ensablement ou l'existence de dépôt alluvionnaire sur les bas fond. L'érosion est approuvée par l'affleurement des sols argilo-sableux avec grain sur le versant et on constate l'apparition de roche mère dénudée sur le versant sud-ouest. Le dépôt alluvionnaire et ensablement sont les causes d'obstruction des canaux d'irrigation ainsi que l'ensablement des parcelles rizière. On récapitule au tableau suivant les risques au problème environnementaux.



7.3.2. MILIEU HUMAIN

La perturbation du système de production agricole, due au phénomène d'inondation a des conséquences considérables sur l'alimentation et les revenus des paysans. L'insuffisance alimentaire et le mal nutrition diminue la force de production. La santé de population est menacée par la stagnation des eaux en plusieurs mois. Les données disponibles auprès du CSBII confirment l'importance des maladies diarrhéique et le paludisme pendant la saison de pluie. L'inondation cause un point néfaste sur l'activité d'appoint des paysans, comme l'impossibilité de tondre les herbes, pour l'élevage.

7.3.3. M ILIEU BIOLOGIQUE

Après la destruction du forêt naturel, les paysans sont touchés par l'insuffisance par l'insuffisance du reboisement et ils utilisent le bozaka ou des débris à la place du bois de chauffe. Les problèmes environnementaux sont récapitulés au tableau suivant: TABLEAU N°63 : PROBLEME ENVIRONNEMENTAUX

Risque Oui Non Erosion Inondation Grêle Ensablement Lavaka Feu de brousse Culture sur brûlis

X

X

X

X

X

X

X

7.4. IDENTIFICATION DES IMPACTS

La réalisation du projet comprend trois phases:

� Phase préparation (Installation de chantier, recrutement des ouvriers, amené des

matériaux),

� Phase de construction (terrassement, construction des ouvrages),

� Phase d'exploitation et d'entretien.

La matrice suivante récapitule les impacts potentiels provoqués par ces phases du projet:



TABLEAU N°64 :IDENTIFICATION DES IMPACTS ENVIRONNEMETAUX PAR PHASES DU PROJET ACTIVITES

MILIEU

CARACTERISTIQUE DE L'ELEMENT

ENVIRONNEMENTAL

Rec

rute

men

t per

sonn

el

Bas

e de

vie

Cre

usem

ent e

t re

gaba

ritag

e c

anau

x

Fer

tilis

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n riz

ière

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Attr

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riziè

re

Ext

ensi

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ière

Elim

inat

ion

inon

datio

n et

sta

gnat

ion

d'ea

u

Sta

tion

de p

ompa

ge

Dég

rada

tion

BV

Qualité de l'eau - - -

Hydrologique Régime hydrique -

Ensablement + -

Stabilité talus canaux -

Sol et BV

Fertilité du sol tanety - Biologique Faune aquatique - - -

Qualité de vie et hygiène - + -

Activité économique + + + + + Espace agricole +

Humains

Espace pastorale -

Atmosphérique Air -

7.5. EVALUATION DES IMPACTS

Les critères : Intensité, durée et étendue permettent d'évaluer les impacts négatif et positif du projet (page4). Bénéfique

7.5.1. IMPACTS POSITIFS

Les avantages quantifiables lié à la réalisation du projet sont les suivants



TABLEAU N°65 : EVALUATION DEGRE DES IMPACTS POSITIFS Source d'impact

Impact engendré Intensité Durée Etendue Importance

Recrutement du personnel par l'entreprise

Augmentation de revenue Faible Occasionnelle Locale Mineur

Fertilisation des rizières traitement phytosanitaire

-Augmentation du rendement agricole -Amélioration des activité économique -Autosuffisance alimentaire.

Forte Permanente Zonale Majeur

Extension du périmètre

-Augmentation du périmètre agricole -Amélioration des activités économiques -Autosuffisance alimentaire.


Disparition de stagnation des eau d'inondations

-Augmentation du périmètre agricole -Diminution des maladie hydrique


Faible (1) : Quand l'impact n'entraîne pas de modification perceptible de l'intégrité de la qualité de l'élément environnemental. Moyenne (2) : Quand l'impact réduit quelque peu l'utilisation la qualité ou l'intégrité de l'élément environnemental. Forte (3) : Quand l'impact met en cause l'intégrité de l'élément environnemental touché, alerte fortement sa qualité.

7.5.2. IMPACTS NEGATIF

La réalisation du projet implique les effets négatifs suivants :



TABLEAU N°66 : EVALUATIONS DES DEGREES DES IMPACTS NEGATIVES Source

d'impact Impact engendré Intensité Durée Etendue Importance

Augmentation de base de vie dans le village

Diminution de la salubrité Faible Occasionnel Locale Mineur

Batardeau Perturbation de la mise en eau des cultures en aval des ouvrages en phase de construction

Moyen Occasionnel Locale Mineur

Creusement et régabaritage des canaux

Risque d'érosion du talus. Faible Temporaire Locale Mineur

Utilisation des engrais chimiques, traitement phytosanitaire.

Contamination des eau de surface Perturbation des faune aquatique

Moyen Temporaire Zonale Moyen

Carrière des matériau pour remblaie

Nudité de la surface du sol et dégradation des couches. Erosion et favorise la formation de lavaka

Moyen Occasionnel Local Moyen

Extension surface cultivable

Faible Temporaire Local Moyen

Dégradation du bassin versant

Chute de potentiel agricole du BV. Faiblesse du capacité du BV pour la régulation du flux hydrique.

Moyen Temporaire Zonale

Exploitation de la station de pompage

Pollution des milieu atmosphérique Pollution des eau

Faible Temporaire Local Moyen



7.6. PLAN DE GESTION ENVIRONNEMENTAL

TABLEAU N°67 : PLAN DE GESTION ENVIRONNEMENTAL Impact choisi Mesure

d'atténuation Indicateur de

suivi Fréquence de

suivi Acteur

impliqué dans le suivi

Contamination des eaux de surface par les engrais chimiques et produit phytosanitaire. Diminution de fertilité du sol par l'utilisation engrais chimiques. Dégradation du BV altération de la couche de sol.

Affirmer le dosage et le calendrier des intrants chimiques afin maximiser leur utilité et de minimiser les dosages. Apport par des engrais biologique ou compost . Reboisement du BV Réalisation des dispositifs anti érosion sur les fortes pentes. Et culture suivant courbe de niveau.

Dose des intrants.

Dose des intrants.

Nombre d'arbre planté et repoussé.

Erosion

Calendrier cultural.

Calendrier cultural.

Saison de pluie (nov. - dec.).

Saison de pluie (nov. - dec).

Bénéficiaire et AUE.



Agent de la

tutelle ministère

7.7. ESTIMATION DU COUT DES TRAVAUX ENVIRONNEMENTAUX

TABLEAU N°68 : COUT DES TRAVAUX ENVIRONNEMENTAUX Rubriques Unité Quantité Prix unitaire Montant Reboisement U 15 000 5000 15 000 000 Cordons de pierre ml 800 20 000 16 000 000

TOTAL 31 000 000


CONCLUSION GENERALE

L'élaboration du présent mémoire a commencé par la collecte des données disponibles au sein des différentes directions tels que : Direction de l'Hydrologie et de la météorologie, Direction de la Géologie et certaines centres de documentation. Les descentes sur terrain en compagnie du personnel du Centre National d'Etudes et d'Application du Génie Rural (C.N.E.A.G.R) nous permettent de ramasser tous les renseignements socio-économiques, de connaître l'état actuel du périmètre avec les ouvrages existants et de faire les levées topographiques nécessaires aux études techniques. L'analyse de ces données nous a permis de connaître plus précisément les problèmes et atouts socio-économiques de la zone d'étude et aussi à l'exploitation du périmètre. Toutefois, l'étude socio-économique n'est pas tout à fait terminée. En effet , une nouvelle descente sur terrain est encore prévue pour redynamiser l'association des usager de l'eau sur l'entretien et la gestion du périmètre. Une formation sur les techniques culturales sera encore prévue pour rehausser davantage la capacité des usagers sur les différents modes culturaux. La participation des usagers est déjà engagée sur les travaux d'excavation des drains secondaires dont l'état d'avancement est très encourageant. En effet, presque 80 % des travaux prévus ont été terminés au début du mois de septembre. Ce qui permet au projet PSDR de pouvoir engager les travaux confiés à l'entreprise. Notre contribution à ce projet sera complétée par la participation à la surveillance des travaux confiés à l'entreprise; cette tâche ne sera pas prise en compte dans ce mémoire.

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ANNEXE I

- CALCUL PLUVIOMETRIQUE ET CALCUL DES APPORTS -

A - CALCUL PLUVIOMETRIQUE - Station pluvimetrique : Antananarivo ( 1961 - 1998 ) -

TABLEAU 01 : Pluviometrie moyennes mensuelles de differente fréquance Année Jan Fév Mar Avr Mai Jun Juil Août Sept Oct No v Déc Annuel 1961 239.4 53.9 390.7 109.6 2.6 3.4 21 5.9 5.5 24.8 198.8 408.2 1463.8 1962 77.1 169.9 255.5 49.9 19.3 0.9 0.9 7.2 3.8 67.8 361.5 403.6 1417.4 1963 272.3 151.5 101.9 81.7 16.6 39.3 3.3 8.4 0.6 152.3 149.7 467.7 1445.3 1964 134.4 330.6 167.6 4.2 1.4 16.2 37.4 4.8 3.6 31 129.4 410.5 1271.1 1965 422.3 190.7 139.8 82 2.6 1.1 31.9 64.1 6.7 36.6 220.3 428.3 1626.4 1966 113.1 174 141.3 9.7 89.7 10.9 5.3 61.2 11.8 23.6 61.7 392.3 1094.6 1967 292.2 186.9 323 44.8 7.2 6.3 4.1 9.3 27.9 62.6 272.7 278.1 1515.1 1968 155.2 159.2 88.5 39.3 5.4 8.6 17.1 0.3 5 0.1 194.4 239.5 912.6 1969 195.4 201.3 62.1 27 1.9 8.4 6.5 28.5 3.9 34.2 81.2 457.2 1107.6 1970 157.6 233.5 150 19.3 3.4 9.6 1.9 8.5 1.1 2 210.5 125.4 922.8 1971 381.6 397.8 52.4 1.6 13.2 1.1 6 5.3 38.6 3.8 206.5 425.7 1533.6 1972 329.9 379.4 250.1 32.8 43.3 6 13.8 22.8 2.7 74.9 174 260.7 1590.4 1973 319.7 331.5 232.2 0 0.6 9 5.7 10.4 23.7 58.4 105.5 248.8 1345.5 1974 178.2 250 91.4 130.7 57.2 35.6 5.4 3.9 6.1 90.9 88.7 454.1 1392.2 1975 232.9 402.9 310.2 33.1 25.9 2.2 5.1 5.4 3.4 54.2 358.7 278.8 1712.8 1976 76.1 188.5 49.6 15.2 23.6 4.9 7.3 37.7 1.3 150.4 79.5 477.7 1111.8 1977 207.6 403.5 207.2 15.1 39.6 2.1 3.6 16.1 2.1 127.2 53.9 139.5 1217.5 1978 203.3 112 99 112.8 63.5 7.8 44.2 12.2 90.6 18.1 180 147.2 1090.7 1979 188.5 219.2 228.4 77.6 43.1 13.5 13.8 21 5.3 53 407.2 281.8 1552.4 1980 293.1 149.2 358.6 41.9 7.7 0.9 18.8 1.6 4 156.3 62.3 195 1289.4 1981 299.4 289.2 286.8 85.8 67.4 0.6 1.6 30.8 12.4 128.2 75.7 358.1 1636 1982 808.7 398.1 322.8 23.2 9.1 4.7 28.1 4.2 62.8 75.2 161.5 118.8 2017.2 1983 257.8 288.2 152.6 22.5 2.9 9.5 4.7 3.6 12.3 28.2 251.3 276.5 1310.1 1984 442.7 441.2 153.7 60.3 1.1 5.9 7.1 20.4 2.7 71.4 304.8 136.6 1647.9 1985 165.1 330.1 274.2 78 3.4 5.2 1.4 10.6 5 29.2 122.1 254 1278.3 1986 85.5 303.5 125.1 103.8 52.7 1.8 2.1 11.3 3.8 197.3 156.4 193.6 1236.9 1987 650 250.5 164 67.3 0.4 0.6 11.1 13.8 0.9 47.4 84.1 124.1 1414.2 1988 358 169.7 69.4 21.3 10.4 2 23.6 1.2 1.1 28 103.3 302.3 1090.3 1989 146.1 340.1 32.5 15.6 42.6 0.3 4.7 11.8 3.2 49.2 105.8 337.5 1089.4 1990 141.8 180.8 69.6 29.8 9.2 2.7 2.5 0.9 27.2 53.7 86.1 172.3 776.6 1991 116.1 178.7 154.3 41.7 10.6 14.8 0.3 0 0.1 22.7 160 207.4 906.7 1992 435.1 202.8 154.2 40.4 2 0.7 1.5 14 0.7 10.5 222.6 81.9 1166.4 1993 167.4 388.9 163.8 44 17 12.9 9.9 0.6 7.9 121.5 175.4 200.3 1309.6 1994 738.8 238.1 267.8 50.2 3.4 21.8 11.2 11.5 8.1 43.8 12.8 185.5 1593 1995 362.3 301.5 164.2 50.7 10.5 1.8 1.8 2.8 0.3 nt 12.9 352.7 1261.5 1996 599.8 200 276.8 0.6 1.8 0.4 2.5 10 7.5 5.4 9.7 319.2 1433.7 1997 372.6 338.1 70.1 50.7 20.3 4.5 10.3 7.9 34.3 52.3 157.5 154.3 1272.9 1998 135.7 454.6 128.8 42.9 11.4 1.7 4.2 13.7 34.5 9.5 16.6 320.3 1173.9

Moy 283.0 262.6 177.1 46.2 19.6 7.4 10.0 13.3 12.4 59.3 153.0 279.4 1323.3 % An. 21.4 19.8 13.4 3.5 1.5 0.6 0.8 1.0 0.9 4.5 11.6 21.1 100.0 Ecart type 257.9

P2 283.0 262.6 177.1 46.2 19.6 7.4 10.0 13.3 12.4 59.3 153.0 279.4 1323.3 P5s 236.6 219.6 148.1 38.7 16.4 6.2 8.4 11.1 10.4 49.6 128.0 233.6 1106.7

P10s 212.4 197.1 132.9 34.7 14.7 5.5 7.5 9.9 9.3 44.5 114.9 209.7 993.2 P5h 329.3 305.6 206.1 53.8 22.8 8.6 11.7 15.4 14.5 69.1 178.1 325.1 1540.0 P10h 353.6 328.1 221.3 57.8 24.5 9.2 12.6 16.6 15.5 74.1 191.2 349.0 1653.5

TABLEAU 02 : Pluviométrie maximales journalières de differentes fréquences ( 1961 - 1992 )

Années P24max [mm] 1961 67 1962 85 1963 73 1964 75 1965 70 1966 105 1967 65 1968 63 1969 73 1970 69 1971 84 1972 89 1973 82 1974 67 1975 128 1976 52 1977 78 1978 115 1979 89 1980 78 1981 132 1982 147 1983 67 1984 99 1985 77 1986 73 1987 140 1988 82 1989 98 1990 42 1991 62 1992 57

Moyenne 83.8 Ecart type 25.3

Po 72.4 Ag 19.8

U2 0.37 P2 79.7

U5h 1.5 P4/5 102.1 U10h 2.25 P9/10 117 U50h 3.9 P49/50 149.6 U5s -0,48 P1/5 63 U10s -0,83 P1/10 55.9 U50s -1,36 P1/50 45.5

B- CALCUL DES APPORTS - METHODE STATION DE REFERENCE

- Station hydrometrique : Andromba à Tsinjony - Caractéristiques de la station :

� Situation géographique : 19° 07' 45'' de longitude et 47° 30' 40'' de latitude

� Bassin versant : -Supérficie : 350 km² - Indice de pente globale : 8 m/km - Coefficient d'impérmeabilité : 1,0 - Indice de végétation : 0,5

TABLEAU 03 : Apports interranuels de differentes frequences et d ebits specifiques station d'Andromba Tsinjony

Années sèches Médiane Années humides Période(année) 50 20 10 5 2 5 10 20 50 H (mm) 464 531 593 674 843 1035 1145 1240 1350 Q (m3/s) 5.15 5.89 6.58 7.48 9.35 11.5 12.7 13.8 15 q (l/s/km²) 14.7 16.8 18.8 21.4 26.7 32.9 36.3 39.4 42.9

TABLEAU 04 Coefficient de repartition mensuelle

Coefficient Jan Fév Mar Avr Mai Jun Juil Août Sept Oct Nov Déc R1 16.9 16.7 17.1 9.7 5.7 4.1 3.7 3.4 2.6 2.4 4.8 12.9 R2 17.9 18.1 20.5 8.75 4.8 3.7 3.05 2.65 2.05 2 4.4 11.6 R3 13.4 14.8 15.7 9.9 6.9 5.7 5.8 6 4.4 3.6 4.5 9.2 R4 23.7 18.9 17.1 6.6 3.7 2.7 2.3 1.95 1.53 1.5 3.2 15.7

TABLEAU 05 : Valeur du coefficient régionnal B dans le formul e CTGREF

Rivières B Ikopa à Bevomanga 49 Ikopa au Bac Fiadanana 51 Andromba Tsinjony 50 Tafaina 47 Ikopa Antsatrana 47 Betsiboka à Ambodiroka 46 Mangoro à Mangoro 47

TABLEAU 06 : Valeur du coefficient b dans le formule MONTANA

Ville b Tananarive 0.14 Arivonimamo 0.28 Ivato 0.26 Fianarantsoa 0.26 Tuléar 0.24 Majunga 0.35 Tamatave 0.4 Diégo 0.39 Andapa 0.27 Morondava 0.29 Ailleurs 0.288

ANNEXE II

- CALCUL BESOIN EN EAU -

1 - EVAPOTRANSPIRATIONS

a - Méthode Turc:

ETP = 0,37*(Ig+50) x t/(t+15) pour l'humidité RH > 50%

Mois J F M A M J J A S O N D Année t 20 20 20 19 17 15 14 15 16 19 20 20 18 R 202 202 195 237 226 213 214 233 246 270 225 208 2670 H 408 359 379 350 349 329 345 357 360 388 391 410 4425

IgA 977 933 848 736 630 586 612 702 814 906 964 982 9690 Ig 475 493 424 441 367 341 345 410 491 554 517 485 5343

ETP (mm/jours) 3.60 4.00 3.50 3.60 2.90 2.50 2.50 2.90 3.60 4.30 4.10 3.90 41.50

ETP (mm/mois) 111.00 124.00 108.00 110.00 89.00 78.00 77.00 91.00 113.00 134.00 128.00 122.00 1287.00

b - Méthode Blaney-Criddle:

ETP = k x p x (45,7t +813)/100

Mois J F M A M J J A S O N D Année

t 20 20 20 19 17 15 14 15 16 19 20 20 18 p 0.3 0.29 0.28 0.26 0.26 0.25 0.25 0.26 0.27 0.28 0.29 0.3 0.27 k 0.54 0.53 0.52 0.62 0.59 0.55 0.54 0.56 0.6 0.64 0.5 0.52 0.56

ETP (mm/jours) 2.80 2.70 2.50 2.70 2.50 2.10 2.00 2.20 2.50 3.00 2.50 2.70 2.50

ETP (mm/mois) 87.00 74.00 78.00 82.00 76.00 62.00 62.00 67.00 76.00 92.00 74.00 84.00 913.00

c - Méthode Penmann modifiée

ETP = c x [W x Rn + (1 - W) x f(u) x (ea - ed)]

Mois J F M A M J J A S O N D An. T(°C) 21.20 21.40 20.90 20.00 17.90 15.90 15.30 15.50 17.20 19.30 20.60 20.10 T(°K) 294.40 294.60 294.10 293.20 291.10 289.10 288.50 288.70 290.40 292.50 293.80 293.30 R(%) 85.00 85.00 87.00 83.00 82.00 84.00 82.00 81.00 78.00 77.00 75.00 84.00

W 0.71 0.71 0.71 0.71 0.69 0.66 0.64 0.64 0.68 0.70 0.72 0.71 1-W 0.29 0.29 0.29 0.29 0.31 0.34 0.36 0.36 0.32 0.30 0.28 0.29

u(km/j) 121.0 104.0 121.0 121.0 121.0 121.0 121.0 121.0 121.0 104.0 121.0 118.0 u(m/s) 1.40 1.20 1.40 1.40 1.40 1.40 1.40 1.40 1.40 1.40 1.40 1.37

t(u) 0.60 0.55 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 0.55 0.60 0.59 n(heure) 6.40 6.70 6.60 7.40 7.20 6.80 6.70 7.30 8.20 8.40 7.50 5.80 N(heure) 13.30 12.80 12.30 11.70 11.20 10.90 11.00 11.50 12.00 12.60 13.10 13.30

n/N 0.48 0.52 0.54 0.63 0.64 0.62 0.61 0.63 0.68 0.67 0.57 0.44 Ra(mm/j) 17.10 16.50 15.10 13.20 11.40 10.40 10.80 12.30 14.10 15.80 16.80 17.10 Rs(mm/j) 8.40 8.40 7.80 7.50 6.50 5.80 6.00 7.00 8.30 9.20 9.00 8.00

Rns(mm/j) 6.30 6.30 5.90 5.60 4.90 4.40 4.50 5.20 6.30 6.90 6.80 6.00 Ra(mbars) 25.20 25.50 24.75 23.40 20.48 18.08 17.36 17.60 19.64 22.42 24.30 23.55

Mois J F M A M J J A S O N D An.

ed(mbars) 21.42 21.68 21.53 19.42 16.79 15.19 14.24 14.26 15.32 17.26 18.23 19.78 Ea-ed 3.78 3.83 3.22 3.98 3.69 2.89 3.12 3.34 4.32 5.16 6.08 3.77 F(ed) 0.14 0.14 0.14 0.15 0.16 0.17 0.17 0.17 0.17 0.16 0.15 0.14 F(n/N) 0.53 0.57 0.58 0.67 0.68 0.66 0.65 0.67 0.72 0.70 0.62 0.49

F(t) 14.87 14.91 14.81 14.62 14.21 13.82 13.71 13.75 14.07 14.49 14.74 14.64 Rnl(mm/j) 1.1 1.2 1.2 1.4 1.5 1.5 1.5 1.6 1.7 1.6 1.4 1.0 Rn(mm/j) 5.2 5.2 4.7 4.2 3.3 2.8 2.9 3.6 4.6 5.3 5.4 5.0

C 1.03 1.03 1.03 1.03 1.03 1.03 1.03 1.03 1.03 1.02 1.01 1.02 ETP(mm/j) 4.5 4.4 4.0 3.8 3.1 2.5 2.6 3.1 4.0 4.7 4.9 4.2

ETP(mm/mois) 139 123.7 124.3 112.9 95.49 76.1 81.63 97.11 121.5 144.7 148 131.7 1396

2 - CALCUL DE BESOIN EN EAU SUIVANT LES DATES DE REPIQUAGE

Début de repiquage : 1ère Août

Mois J F M A M J J A S O N D P5s 237 220 148 39 16 6 8 11 10 50 128 234 Pe 100 100 100 30.9 13.1 4.9 6.7 8.9 8.3 39.7 100 100

ETP 139 124 124 113 95 76 82 97 121 145 148 132 Kc 0.32 0.73 1.10 1.07 1.02 0.97 BP 0 62.3 125.3 114.6 50.5 27.3

MB=150 100 50 RP 67 33

Assec 67 33 Entretien 16.7 33.3 50.0 50.0 B (mm) 16.7 229.3 275.3 180.9 100.5 77.3

BB (m3/ha) 166.7 2293.4 2753 1809 1005 773.4 BN (m3/ha) 333 4587 5506 3619 2010 1547 dfc (l/s/ha) 0.1 1.7 2.1 1.4 0.8 0.6

Début de repiquage : 1ère Janvier

Mois J F M A M J J A S O N D P5s 237 220 148 39 16 6 8 11 10 50 128 234 Pe 100 100 100 30.9 13.1 4.9 6.7 8.9 8.3 39.7 100 100

ETP 139 124 124 113 95 76 82 97 121 145 148 132 Kc 0.73 1.10 1.07 1.02 0.97 0.32 BP 0 36.1 33.0 84.2 79.5 19.4

MB=150 100 50 RP 67 33

Assec 67 33 Entretien 33.3 50.0 50.0 16.7 B (mm) 200.0 236.1 116.0 101.2 79.5 19.4

BB (m3/ha) 2000 2361 1160 1012 795 194 BN (m3/ha) 4000 4722 2319 2024 1591 389 dfc (l/s/ha) 1.5 1.8 0.9 0.8 0.6 0.1

ANNEXE III

CALAGE HYDRAULIQUE DES OUVRAGES

DRAIN D1: Début-PM300

Qn= 1,400m3/s I= 0,001m/m

m= 1 K= 30

b(m) h(m) S(m2) P(m) R(m) Qc(m3/s) dQ/Q h/2(m) V(m/s) 3,00 0,65 2,373 4,838 0,490 1,400 0 0,33 0,59

DRAIN D1 : PM300 - pont

Qn= 1,600m3/s I= 0,0004m/m

m= 1 K= 30


DRAIN D2 : Début - PM1700

Qn= 2,100m3/s I= 0,0013m/m

m= 1 K= 30


DRAIN D3 : PM 1700 - PM 3400

Qn= 4,300m3/s I= 0,0003m/m

m= 1 K= 30


DRAIN D4 : PM 1700 - station de pompage

Qn= 3,800m3/s I= 0,0022m/m

m= 1 K= 30


DALOT1

Qn= 2,001m3/s I= 0,004m/m

K= 50 Revanche

= 0,20m b(m) h(m) S(m2) P(m) R(m) Qc(m3/s) dQ/Q h/2(m) V(m/s) 1,50 0,80 1,200 3,100 0,387 2,016 0,727 0,400 1,680

DALOT2

Qn= 0,224m3/s I= 0,004m/m

K= 50 Revanche


Pour la raison d'entretien des ouvrages on adopte les dimensions des dalots suivants (Cf, corps du texte) BÂCHE

Qn= 0,14m3/s I= 0,007m/m

K= 60 Revanche


PONCEAU Hauteur de crue au droit du pont

Qn= 4,3m3/s I= 0,0004m/m

m= 0,20 K= 30


- Surélévation du plan d'eau

l1 = 8,00 m l2 = 6,00 m U3 = 0,50 m h3 = 1,00 m g = 9,81m/s2

= Fr d (abaque)

0,25 0,0211 4,4 0,01

hauteur de crue = 1,2 m Cote fond canal CFC = 97,21 m Cote de crue de projet CCP = 97,21 +1,2 = 98,41 m

- Cote sous poutre CSP et hauteur de la culée

CFC [m] CCP[m] Tirant d'air[m] CSP[m] Haut culée

[m]

97,21 98,41 0,01 0,65 99,07 1,60

l1 l2 h2 U3

culée

culée

[ ][ ][ ]g

UFrZ

2194.0)1(

2342 +++−−=∆ σσσδσδ

σ [ ]mZ∆

[ ]mZ∆

ANNEXE IV

CALCUL ECONOMIQUE

- PRIX UNITAIRES

N° DESIGNATION U PRIX UNITE I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 2 000 102 Fouille d'ouvrage M3 12 000 103 Remblai compacté M3 20 000 104 Déblai ordinaire ML 45 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 500 000 106 Engazonnement M2 3 500

I I - PROTECTION

201 Pieux en bois de diamètre 150 cm U 10 000 I I I - MACONNERIE ET BETON

301 Béton de propreté dosé à150kg/m3 M3 480 000 303 Béton armé dosé à 350kg/m3 M3 1 700 000 304 Maçonnerie de moellons M3 350 000 305 Enduit ordinaire dosé à 400kg/m3 M2 25 000 306 Chape dosé à 400kg/m3 M2 30 000 307 Perrés maçonnés M2 96 000 308 Platelage en bois M3 900 000 309 Fixation platelage en bois Fft 3 000 000 310 Canne d'ancrage �12 Kg 10 000 311 Enrochement M3 100 000

I V - DIVERS

401 Vanne métallique 0,60 x 0,80 m U 2 500 000 401Bis Vanne métallique 1,20 x 1 m U 5 000 000

402 Fourniture moto pompe Fft 258 000 000 402 Batardeau en bois U 10 000 404 Construction hangar de station de pompage Fft 20 000 000

BORDEREAU DETAIL ESTIMATIF - DETAIL PAR OUVRAGE

DALOT1 au PM 000 N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 60 2 000 120 000 102 Fouille d'ouvrage M3 6 12 000 72 000 103 Remblai compacté M3 165 20 000 3 300 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 1 500 000 1 500 000

Sous Total Terrassement 4 992 000 II - PROTECTION

201 Pieux en bois de diamètre 150 cm U 40 10 000 400 000 Sous Total Protection 400 000 III - MACONNERIE ET BETON

301 Béton de propreté dosé à150 kg/m3 M3 0,26 480 000 124 800 302 Béton ordinaire dosé à 300kg/m3 M3 1 800 000 800 000 303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 2,08 1 700 000 3 536 000 304 Maçonnerie de moellons M3 3,2 350 000 1 120 000 306 Chape dosé à 400 kg/m3 M2 8,5 30 000 255 000

Sous Total Maçonnerie et Béton 5 835 800 TOTAL GENERAL 11 227 800

DALOT2 au PM 300 N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 30 2 000 60 000 102 Fouille d'ouvrage M3 6 12 000 72 000 103 Remblai compacté M3 19 20 000 380 000

Sous Total Terrassement 512 000 II - PROTECTION


301 Béton de propreté dosé à150 kg/m3 M3 0,575 480 000 276 000 303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 4,6 1 700 000 7 820 000 304 Maçonnerie de moellons M3 3,2 350 000 1 120 000 306 Chape dosé à 400 kg/m3 M2 2 30 000 60 000

Sous Total Maçonnerie et Béton 9 276 000 IV - DIVERS

401 Vanne métallique U 1 2 500 000 2 500 000 Sous Total Divers 2 500 000 TOTAL GENERAL 12 788 000

PONT au PM 1700

N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX

UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

103 Remblai compacté M3 6,5 20 000 130 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 1 500 000 1 500 000



303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 5,49 1 700 000 9 333 000 304 Maçonnerie de moellons M3 16 350 000 5 600 000 306 Chape dosé à 400 kg/m3 M2 30 30 000 900 000 308 Platelage en bois M3 7 900 000 6 300 000 309 Fixation platelage en bois Fft 1 3 000 000 3 000 000 310 Canne d'ancrage �12 Kg 11,5 10 000 115 000


DRAIN D1 N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

104 Déblai ordinaire ML 1600 45 000 72 000 000 Sous Total Terrassement 72 000 000 TOTAL GENERAL 72 000 000

DRAIN D2 N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT


DRAIN EMISSAIRE N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT


OUVRAGE DE JONCTION au PM 1700

N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 320 2 000 640 000 102 Fouille d'ouvrage M3 39 12 000 468 000 103 Remblai compacté M3 71 20 000 1 420 000

Sous Total Terrassement 2 528 000 III - MACONNERIE ET BETON

303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 22,4 1 700 000 38 080 000 304 Maçonnerie de moellons M3 34,5 350 000 12 075 000 305 Enduit ordinaire dosé à 400 kg/m3 M2 200 25 000 5 000 000 306 Chape dosé à 400kg/m3 M2 77 30 000 2 310 000 311 Enrochement M3 60 100 000 6 000 000

Sous Total Maçonnerie et Béton 63 465 000 I V - DIVERS

401Bis Vanne métallique 1,20 x 1 m U 4 5 000 000 20 000 000 405 Madrier 7x17 U 7 35 000 245 000

Sous Total Divers 20 245 000 TOTAL GENERAL 86 238 000

DIGUE DE COLLATURE N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

103 Remblai compacté M3 1469 20 000 29 380 000 106 Engazonnement M2 9000 3 500 31 500 000

Sous Total Terrassement 60 880 000 TOTAL GENERAL 60 880 000

BACHE au PM 300 N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 40 2 000 80 000 102 Fouille d'ouvrage M3 3,5 12 000 42 000 103 Remblai compacté M3 1 20 000 20 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 500 000 500 000

Sous Total Terrassement 642 000 II - PROTECTION


301 Béton de propreté dosé à150 kg/m3 M3 0,17 480 000 81 600 302 Béton ordinaire M3 0,9 800 000 720 000 303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 2,59 1 700 000 4 403 000 306 Chape dosé à 400kg/m3 M2 3 30 000 90 000


PASSERELLE


101 Décapage et débroussaillage M2 16 2 000 32 000 Sous Total Terrassement 32 000 IV - DIVERS

405 Madrier 7x17 U 26 35 000 910 000 406 bois ronds de diamètre 150 mm U 16 20 000 320 000

406Bis bois rods de diametre 100mm U 17 16 000 272 000 Sous Total Divers 1 502 000 TOTAL GENERAL 1 534 000

CANAL DE REALIMENTATION


107 Curage ML 300 7 500 2 250 000 Sous Total Terrassement 2 250 000 TOTAL GENERAL 2 250 000

DRAIN D4 A LA STATION DE POMPAGE N° DESIGNATION UNITE QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

104 Déblai ordinaire M3 1357 45 000 61 065 000 Sous Total Terrassement 61 065 000 TOTAL GENERAL 61 065 000

STATION DE POMPAGE


101 Décapage et débroussaillage M2 40 2 000 80 000 102 Fouille d'ouvrage M3 50 12 000 600 000

Sous Total Terrassement 680 000 I I I - MACONNERIE ET BETON

301 Béton de proprété dosé à 150 kg M3 2 480 000 960 000 303 Béton armé dosé à 350kg M3 10,5 1 700 000 17 850 000 304 Maçonnerie de moellons M3 38 350 000 13 300 000 305 Enduit ordinaire dosé à 400kg M2 265 25 000 6 625 000

Sous Total Maçonnerie et Béton 38 735 000 I V - DIVERS

402 Fourniture moto pompe Fft 1 258 000 000 258 000 000 404 Construction hangar de station Fft 1 20 000 000 20 000 000

Sous Total Divers 278 000 000 TOTAL GENERAL 317 415 000

BORDEREAU DETAIL ESTIMATIF- PERIMETRE TSARATANANA

RECAPITULATION Variante1 N° DESIGNATION U QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 466 2 000 932 000 102 Fouille d'ouvrage M3 55 12 000 654 000 103 Remblai compacté M3 1 732 20 000 34 630 000 104 Déblai ordinaire ML 4 280 45 000 192 600 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 3 500 000 3 500 000 106 Engazonnement M2 9 000 3 500 31 500 000 107 Curage ML 300 7 500 2 250 000


201 Pieux en bois de diamètre 150 cm U 210 10 000 2 100 000 Sous Total Protection 2 100 000 III - MACONNERIE ET BETON

301 Béton de propreté dosé à150 kg/m3 M3 1 480 000 482 400 302 Béton ordinaire dosé à 300 kg/m3 M3 2 800 000 1 520 000 303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 37 1 700 000 63 172 000 304 Maçonnerie de moellons M3 57 350 000 19 915 000 305 Enduit ordinaire dosé à 400kg/M3 M2 200 25 000 5 000 000 306 Chape dosé à 400 kg/m3 M2 121 30 000 3 615 000 308 Platelage en bois M3 7 900 000 6 300 000 309 Fixation platelage en bois Fft 1 3 000 000 3 000 000 310 Canne d'ancrage �12 Kg 12 10 000 115 000 311 Enrochement M3 60 100 000 6 000 000


401 Vanne métallique 0,60 x 0,80 m U 1 2 500 000 2 500 000 401Bis Vanne métallique 1,20 x 1 m U 4 5 000 000 20 000 000

405 Madrier 7x17 U 33 35 000 1 155 000 406 Bois ronds de diamètre 150mm U 16 20 000 320 000

406Bis Bois ronds de diamètre 100mm U 17 16 000 272 000 Sous Total Divers 24 247 000 TOTAL GENERAL 401 532 400 FRAIS MAITRISE D'ŒUVRE 48 000 000 TOTAUX HT 449 532 400 TVA(20%) 89 906 480 TOTAL TTC 539 438 880

RECAPITULATION VARIANTE 2

N° DESIGNATION U QUANTITE PRIX UNITAIRE MONTANT I - TERRASSEMENT

101 Décapage et débroussaillage M2 506 2 000 1 012 000 102 Fouille d'ouvrage M3 105 12 000 1 254 000 103 Remblai compacté M3 1 732 20 000 34 630 000 104 Déblai ordinaire ML 3 937 45 000 177 165 000 105 Démolition d'ouvrage Fft 1 3 500 000 3 500 000 106 Engazonnement M2 9 000 3 500 31 500 000 107 Curage ML 2 000 7 500 15 000 000


201 Pieux en bois de diamètre 150 cm U 210 10 000 2 100 000 Sous Total Protection 2 100 000 III - MACONNERIE ET BETON

301 Béton de propreté dosé à150 kg/m3 M3 3 480 000 1 442 400 302 Béton ordinaire dosé à 300 kg/m3 M3 2 800 000 1 520 000 303 Béton armé dosé à 350 kg/m3 M3 48 1 700 000 81 022 000 304 Maçonnerie de moellons M3 95 350 000 33 215 000 305 Enduit ordinaire dosé à 400kg/M3 M2 465 25 000 11 625 000 306 Chape dosé à 400 kg/m3 M2 121 30 000 3 615 000 308 Platelage en bois M3 7 900 000 6 300 000 309 Fixation platelage en bois Fft 1 3 000 000 3 000 000 310 Canne d'ancrage �12 Kg 12 10 000 115 000 311 Enrochement M3 60 100 000 6 000 000


401 Vanne métallique 0,60 x 0,80 m U 1 2 500 000 2 500 000 401Bis Vanne métallique 1,20 x 1 m U 4 5 000 000 20 000 000

402 Fourniture moto pompe Fft 1 258 000 000 258 000 000 404 Construction hangar de station Fft 1 20 000 000 20 000 000 405 Madrier 7x17 U 33 35 000 1 155 000 406 Bois ronds de diamètre 150mm U 16 20 000 320 000

406Bis Bois ronds de diamètre 100mm U 17 16 000 272 000 Sous Total Divers 302 247 000 TOTAL GENERAL 716 262 400 FRAIS MAITRISE D'Œ UVRE 48 000 000 TOTAUX HT 764 262 400 TVA (20%) 152 852 480 TOTAL TTC 917 114 880

CALCUL DU RENTABILITE DU PROJET 1. HYPOTHESES

Avant Aménagement Après Aménagement Désignation

Superficie (ha) Rendem.(t/ha) Superficie (ha) Rendement.(

t/ha)

Riziculture 140 1,6 190 3

Hypothèse supplémentaire : - Recette Riz de contre saison = 0,6 recette riz saisonnière

- Dépense Riz de contre saison = dépense de riz saisonnière

Hypothèses après aménagement:

1ère année moitié irrigué 165

2éme année 3/4 irrigué 177,5

3éme année total 190

2.EVALUATION DES CHARGES D'EXPLOITATION a-Intrants (×1000FMG) Qté / ha PU / ha COUT Semence ( 60kg/ha ) 60 1,5 90 Produit phyto ( 120g/30kg ) 0,12 50 6 Engrais chimique (0,2T/ha ) 0,2 300 60 insecticide(lindane2kg/ha) 2 79 158 Fumiers ( 10t/ha ) 3 50 150

Total intrants 464 b-Matériels agricoles(×1000FMG) U PU COUT charrue 5 20 100 herse 5 20 100 sarcleuse 8 5 40 pulvérisateur 1 10 10 batteuse 1 10 10 charrette 5 15 75

Total matériels agricoles 335 c-Mains d'œuvre(×1000FMG) HJ / ha PU COUT Pépinière 6 5 30 Curage 5 5 25 Mise en eau 1 5 5 Finition labour mécanique 5 5 25 Repiquage 25 5 125 Entretien 5 5 25 Désherbage(2fois) 15 5 75 Traitement 5 5 25 Récolte 15 5 75 Transport des bottes 10 5 50 Battage 10 5 50 Vannage/ séchage 10 5 50

Total main d'œuvre 560 TOTAL DE CHARGE D'EXPLOITATION(×1000Fmg) : 2 718 COUT DES TRAVAUX D'AMENAGEMENT(×1000FMG) 539 439 ENTRETIEN DU RESEAU (×1000FMG) 2,5% investissement 13 486

TAUX DE RENTABILITE INTERNE du Variante1

ANNEES RUBRIQUES 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 TOTAL

Superficie (ha) 140 165 177,5 190 190 190 190 190 190 190 190 Rend (t/ha) 1,6 3 3 3 3 3 3 3 3 3 3 Production (t) 224 495 532,5 570 570 570 570 570 570 570 570 Différence de superficie 0 25 37,5 50 50 50 50 50 50 50 50 Différence de production(t) 0 271 308,5 346 346 346 346 346 346 346 346 Différence de recette 0 433600 493600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 Charge d'exploitation 0 67950 101925 135900 135900 135900 135900 135900 135900 135900 135900 Investissement 539439 Entretien du réseau(2,5% investissement) 13486 13486 13486 13486 13486 13486 13486 13486 13486 13486 13486 Amortissement 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 53 944 Total dépenses 552 925 135 380 169 355 203 330 203 330 203 330 203 330 203 330 203 330 203 330 203 330 Cash flow -552 925 298 220 324 245 350 270 350 270 350 270 350 270 350 270 350 270 350 270 350 270 Coeff d'actual 58% 1,00 0,633 0,401 0,254 0,160 0,102 0,06 0,04 0,03 0,02 0,01 Cash flow actualisé 58% -552925 188747 129885 88804 56205 35573 22514 14250 9019 5708 3613 1392 Coeff d'actual 59% 1,000 0,629 0,396 0,249 0,156 0,098 0,062 0,039 0,024 0,015 0,010 Cash flow actualisé 59% -552925 187560 128256 87139 54804 34468 21678 13634 8575 5393 3392 -8026

TRI = 58,15

TAUX DE RENTABILITE INTERNE du Variante 02

ANNEES RUBRIQUES 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 TOTAL

Superficie (ha) 140 165 177,5 190 190 190 190 190 190 190 190 Rend (t/ha) 1,6 3 3 3 3 3 3 3 3 3 3 Production (t) 224 495 532,5 570 570 570 570 570 570 570 570 Différence de superficie(ha) 0 25 37,5 50 50 50 50 50 50 50 50 Différence de production(t) 0 271 308,5 346 346 346 346 346 346 346 346 Différence de recette(1000FMG) 0 433600 493600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 553600 Charge d'exploitation(1000FMG) 0 67950 101925 135900 135900 135900 135900 135900 135900 135900 135900 Investissement(1000FMG) 917115 Entretien du réseau(1000FMG) 22928 22928 22928 22928 22928 22928 22928 22928 22928 22928 22928 Amortissement(1000FMG) 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 91 712 Total dépenses(1000FMG) 940 043 182 589 216 564 250 539 250 539 250 539 250 539 250 539 250 539 250 539 250 539 Cash flow(1000FMG) -940 043 251 011 277 036 303 061 303 061 303 061 303 061 303 061 303 061 303 061 303 061 Coeff d'actual 29% 1,00 0,79 0,62 0,49 0,38 0,30 0,24 0,19 0,15 0,12 0,09 Cash flow actualisé 29%(1000FMG) -940043 197646 171762 147951 116497 91730 72228 56873 44782 35261 27765 22452 Coeff d'actual 30% 1,000 0,781 0,610 0,477 0,373 0,291 0,227 0,178 0,139 0,108 0,085 Cash flow actualisé 30%(1000FMG) -940043 196102 169089 144511 112899 88202 68908 53834 42058 32858 25670 -5911

TRI = 28,8

25 75 35 15

5

70

20

160

25

75

25 15 75 35 600

PONCEAU COUPE LONGITUDINALE

Echelle: 1 / 40

99.82

99.07

97.21

96.41

Pieux enfoncés jusqu'au réfus

DRAIN D1

DRAIN

D2

DRAIN D3

vers

FENOM

ANANA

vers

AM

BODIV

ONA

VANNES A

NTI-

RETOUR

VANNES A

NTI-

RETOUR

OUVRAGE D

E JONCTIO

N

PLATELAGE EN

POUTRE E

N B

A

PONCEAU

DIG

UE D

E P

ROTECTIO

N

POUTRE E

N B

A

PONCEAU

VUE EN PLAN Echelle: 1/100

Fond canal :

Projet FND :

Rizière gauche:

Rizière droite :

Projet Digue :

Digue existant :

PROFIL EN LONG - DRAIN D1 ET D3

Nom : ANDRIARIVELO Prénom : Lanto Titre : PROJET DE RÉHABILITATION DU PERIMERE DE TSARATAN ANA

COMMUNE RURALE D'AMBATOMIRAHAVAVY SOUS-PREFECTURE D'ARIVONIMAMO

Nombre de page : 110

RESUME

Le présent mémoire traite la réalisation du projet de réhabilitation du périmètre irrigué de Tsaratanana, ce projet est le fruit de la demande de deux cent douze (212) familles membre de l'association des usagers de l'eau dans le cadre du Projet pour le Soutien du Développement Rurale (PSDR). Ledit périmètre situé dans la région d'Arivonimamo, à la rive droite de la rivière Katsaoka. La mise en valeur de ce périmètre a été faite à la période de colonisation en créant un barrage à travers du Katsaoka. La contrainte d'exploitation de ce périmètre est due au mal fonctionnement du réseau de drainage, et il se reflète par un phénomène d'inondation durant quelques mois de la saison de pluie, et entraîne la perte partielle ou totale de la production. L'objectif de l'étude est de protéger le périmètre contre cette inondation en améliorant le réseau du drainage avec les ouvrages nécessaires pour récupérer les cent quatre vingt dix (190) hectares inondés afin d'accroître le niveau de vie des paysans. Deux scénarios sont proposés pour l'aménagement : le scénario 1, évacuation des eaux de drainage par système gravitaire, présente des avantages surtout économiquement par rapport au scénario 2, évacuation des eaux de drainage par système de pompage. Les travaux consistent à exécuter :

� Regabaritage des trois drains et creusement d'un drain intemediaire; � Rehaussement et prolongement de la digue de colature; � Reconstruction des deux dalots; � Reconstruction d'un ponceau; � Construction d'une bâche; � Implantation d'une passerelle.

Enfin le coût total de la réalisation des travaux s'élève à CINQ CENT QUARANTE MILLIONS DE FRANCS MALAGASY (540 000 000 Fmg). Après la réalisation de ce projet, cinquante (50) hectares de rizière seront récupérés et les exploitants espèrent un rendement de trois tonnes à l'hectare. Le calcul économique montre que dans dix ans le projet rentable avec un taux rentabilité interne égal à cinquante huit pourcent (58 %).

Mots-clés : Aménagement - bassin versant - périmètre - Tsara tanana - Hydrologie -

Drainage - irrigation - CROPWAT - ouvrages - taux d e rentabilité interne - environnement.

Directeur de mémoire : Monsieur Jean Donné RASOLOFONIAINA, Directeur du Centre

National d'Etudes et d'Application du Génie Rurale (CNEAGR) et Enseignant Chercheur de l'Ecole Supérieure Polytech nique d'Antananarivo.

Adresse : Lot II J 151 NZ Ambohijatovo Ivandry -101- Antananarivo

Documents

ANDRIARIVELO Lanto Poly n 1298