Réduction du risque lié aux inondations du ruisseau
Pratt, Coaticook, par modélisation hydrologique et mise
en place d'un système d'alerte précoce
Mémoire
Théotime Forest
Maîtrise en génie civil - avec mémoire
Maître ès sciences (M. Sc.)
Réduction du risque lié aux inondations du ruisseau
Pratt, Coaticook, par modélisation hydrologique et
mise en place d’un système d’alerte précoce
Mémoire
Théotime Forest
Sous la direction de:
Résumé
La ville de Coaticook, située au sud de l’Estrie, est régulièrement soumise à des inondations de son centre-ville, que ce soit en période estivale suite à des événements de pluie majeurs, ou en période hivernale suite à des embâcles ou à des épisodes de pluie et fonte de neige cumulés. Sur le territoire de Coaticook se trouve le ruisseau Pratt, cours d’eau principal de l’étude, qui est contenu dans un chenal traversant le centre-ville et cause des dégâts, principalement matériels, en cas de sortie de son lit.
L’objectif principal de cette étude porte ainsi sur la réduction du risque relié aux inondations du ruisseau Pratt dans la ville de Coaticook. Pour ce faire, une modélisation hydrologique du bassin versant du ruisseau Pratt a été réalisée, pour comprendre et quantifier l’aléa hy-drologique auquel est soumis la municipalité. Diverses méthodes d’atténuation du débit au centre-ville ont été étudiées et comparées afin d’émettre une recommandation finale à la ville, qui se révèle être la construction d’un bassin de rétention à l’amont du centre-ville. Enfin, un système d’alerte précoce préliminaire a été développé sur le ruisseau Pratt afin d’émettre des prévisions de débit basées sur les prévisions météorologiques de divers modèles climatiques pour permettre à la ville d’être prévenue lorsque les simulations prédisent une inondation du centre-ville, aidant de fait à la prise de décision adaptée de la part des autorités et augmentant également le temps alloué pour la préparation d’un tel événement.
Abstract
The city of Coaticook, located to the south of the Estrie, is regularly subject to floods in its downtown area, whether in the summer due to major rainfalls, or in the winter due to icejams or combined rainfall-snow melt events. The Pratt River, main waterway of the study, is part of Coaticook’s territory. It is contained in a channel going through the city centre and is causing mainly material damages in case of overflow.
Thus, the reduction of Pratt river’s flood-relied risk in the city of Coaticook represents the main goal of this study. To achieve so, a hydrologic model of Pratt river’s watershed was made, making it possible in a second step to understand and quantify the hydrologic hazard to which the town is subject. Multiple mitigation measures were studied and compared in order to be able to issue a final recommandation to the Town on which proposition to prioritize, which will finally be the construction of a retention pond upstream of the city centre. Lastly, a preliminary Early Warning System was developed on the Pratt River so as to be able to issue flow forecasts based on meteorological forecasts from a couple of climatic models, allowing the city to be warned when simulations indicate a flood downtown, helping to make appropriate decisions for the town authorities and to allocate more time for the preparation of such an event.
Table des matières
Résumé iii
Abstract iv
Table des matières v
Liste des tableaux vii
Liste des figures ix
Remerciements xii Introduction 1 1 Modélisation hydrologique 3 1.1 Présentation du chapitre . . . 3 1.2 Problématique . . . 3 1.3 Études antérieures . . . 5 1.4 Logiciels utilisés . . . 7
1.5 Modélisation hydrologique du bassin versant . . . 9
1.6 Algorithme de calcul du débit de sortie des bassins de rétention . . . 11
2 Caractérisation de l’aléa hydrologique 15 2.1 Présentation du chapitre . . . 15
2.2 Identification de la pluie synthétique représentative . . . 15
2.3 Simulations . . . 21
2.4 Discussion . . . 23
2.5 Bilan . . . 28
3 Procédures d’atténuation du débit 29 3.1 Présentation du chapitre . . . 29
3.2 Ruisseau Cloutier . . . 29
3.3 Ruisseau Pratt amont . . . 36
3.4 Bassin de rétention sur la branche Pratt amont . . . 40
4 Proposition préconisée 49 4.1 Avis de la ville . . . 49
4.2 Digue . . . 50
4.4 Déversoirs d’urgence . . . 57
5 Système d’alerte précoce (SAP) 63 5.1 Présentation du chapitre . . . 63
5.2 Revue de littérature . . . 63
5.3 Principes généraux . . . 64
5.4 Outils à disposition . . . 65
5.5 Matériel et logiciels choisis . . . 68
5.6 Séquentialité des tâches . . . 70
5.7 Site web . . . 70
Conclusion 73 Bibliographie 76 A Modèle hydrologique 79 A.1 Scénarios évalués . . . 79
A.2 Code du modèle hydrologique . . . 79
B Caractéristiques des sous-bassins versants 104 C Algorithme VBAScript de modélisation Puls du comportement actif 106 D Courbes IDF pour la station Georgeville 109 D.1 Pluie 2 ans JFSA . . . 111
D.2 Pluie 5 ans JFSA . . . 112
D.3 Pluie 10 ans JFSA . . . 113
D.4 Pluie 25 ans JFSA . . . 114
D.5 Pluie 50 ans JFSA . . . 115
D.6 Pluie 100 ans JFSA . . . 116
D.7 Pluie 200 ans JFSA (extrapolée) . . . 117
D.8 Pluie 500 ans JFSA (extrapolée) . . . 118
D.9 Pluie 1 000 ans JFSA (extrapolée) . . . 119
D.10 Pluie 1 an NOAA . . . 120
D.11 Pluie 2 ans NOAA . . . 120
D.12 Pluie 5 ans NOAA . . . 121
D.13 Pluie 10 ans NOAA . . . 121
D.14 Pluie 25 ans NOAA . . . 122
D.15 Pluie 50 ans NOAA . . . 122
D.16 Pluie 100 ans NOAA . . . 123
D.17 Pluie 200 ans NOAA . . . 123
D.18 Pluie 500 ans NOAA . . . 124
D.19 Pluie 1 000 ans NOAA . . . 124
E Système d’alerte précoce version 1 125 E.1 Diagramme de fonctionnement du système . . . 125
Liste des tableaux
2.1 Comparaison du débit en ville donné par les différents types de pluies pour la
pluie 100 ans-12 h-50% . . . 17
2.2 Comparaison du débit en ville donné par différentes durées de pluies pour la pluie 100 ans-4e quartile-90% . . . 17
2.3 Comparaison du débit en ville donné par différentes probabilités de pluies pour la pluie 100 ans-12 h-4e quartile . . . 19
2.4 Récapitulatif des pluies historiques retenues pour l’étude . . . 20
2.5 Récapitulatif des débits obtenus par l’utilisation des pluies JFSA . . . 23
2.6 Récapitulatif des débits obtenus par l’utilisation des pluies NOAA . . . 23
2.7 Récapitulatif des débit obtenus par la simulation des pluies historiques . . . 24
2.8 Récapitulatif des débits caractérisant l’aléa et utilisés pour la suite de l’étude . 28 3.1 Superficie S et volume V du bassin Cloutier en fonction de l’élévation h . . . . 30
3.2 Débit de sortie du bassin Cloutier en fonction du volume d’eau . . . 30
3.3 Comparaison des débits obtenus en ville avec et sans bassin de rétention sur le ruisseau Cloutier . . . 31
3.4 Comparatif des débits obtenus en ville avec et sans dérivation totale du ruisseau Cloutier . . . 33
3.5 Comparatif des débits obtenus en ville avec et sans dérivation partielle du ruisseau Cloutier . . . 35
3.6 Vitesses et capacités d’écoulement pleines du tunnel en fonction de son diamètre 38 3.7 Estimation des coûts de construction du tunnel en fonction du type d’excava-tion et du diamètre du tunnel . . . 38
3.8 Volume et surfaces 2D et 3D en fonction de l’élévation pour le bassin de réten-tion Pratt . . . 45
3.9 Résultats de la conception préliminaire des bassins de rétention UL et EXP . . 45
4.1 Description des 3 différents scénarios proposés à la ville . . . 49
4.2 Résultats finaux de la conception du bassin digue tronquée . . . 50
4.3 Comparaison des débits obtenus en ville avec et sans bassin de rétention digue tronquée 324,47 m . . . . 51
4.4 Description des 3 scénarios de dimensionnement des ponceaux de sortie du bassin 54 4.5 Comparaison des hauteurs d’eau obtenues en fonction du débit QP calculé avec nP = 1 . . . 56
4.6 Comparaison des débits obtenus avec les équations 4.4 et 4.5 . . . 60 4.7 Comparaison des débits obtenus en ville avec construction du bassin préconisé 61
4.8 Débits de sortie et emmagasinement d’eau S en fonction de l’élévation de l’eau
dans le bassin de rétention . . . 62
5.1 Comparaison des modèles météorologiques disponibles sur WindGuru . . . 67
5.2 Récapitulatif des caractéristiques principales du BT3 Pro de Beelink . . . 69
B.1 Récapitulatif des caractéristiques des sous-bassins versants agricoles . . . 104
Liste des figures
0.1 Emplacement de la ville de Coaticook (étoile rouge) . . . 1
0.2 Photographies de l’événement 2015 montrant le débordement du canal sur la rue Child, au centre-ville (à gauche) ; et l’érosion d’une partie du canal en centre-ville (à droite) . . . 2
1.1 Présentation de la problématique liée au ruisseau Cloutier . . . 4
1.2 Présentation de la problématique liée au ruisseau Pratt . . . 5
1.3 Emplacement des bassins 50 et 100 ans conçus par EXP . . . 7
1.4 Récapitulatif du modèle hydrologique utilisé dans cette étude . . . 8
1.5 Plan d’ensemble du bassin versant (BV du ruisseau Pratt en blanc ; BV du ruisseau Cloutier en rouge) . . . 9
1.6 Localisation des sous-bassins versants . . . 10
1.7 Localisation des points d’intérêts . . . 12
2.1 Forme des pluies en fonction de leur type pour la pluie 100 ans-12 h-50% . . . 17
2.2 Comparaison du débit obtenu en ville pour différentes durées de pluie pour la pluie 100 ans-4e quartile-90% . . . 18
2.3 Répartition des pluies en fonction de leur probabilité pour la pluie 100 ans-12 h-All . . . 18
2.4 Hyétogramme de la pluie JFSA 100 ans (pas de temps : 10 min) . . . 21
2.5 Hyétogramme de la pluie NOAA 100 ans (pas de temps : 30 min) . . . 22
2.6 Hyétogramme modifié de la pluie JFSA 100 ans (pas de temps : 30 min) . . . . 22
2.7 Comparaison du débit obtenu en ville pour les pluies JFSA et NOAA . . . 25
2.8 Forme de la pluie C-6 . . . 27
3.1 Emplacement approximatif du bassin Cloutier au point S14 . . . 30
3.2 Hydrogramme obtenu au centre-ville (S17) pour la crue 100 ans avec bassin Cloutier au point S14 . . . 31
3.3 Cheminement de la déviation totale du ruisseau Cloutier . . . 32
3.4 Hydrogramme obtenu au centre-ville (S17) pour la crue 100 ans avec déviation totale au point d’intérêt S12 . . . 33
3.5 Cheminement de la déviation partielle du ruisseau Cloutier . . . 34
3.6 Hydrogramme obtenu au centre-ville (S17) avec déviation partielle au point d’intérêt S12 . . . 35
3.7 Localisation du cheminement envisagé du tunnel . . . 37
3.8 Profil de dénivelé du cheminement envisagé du tunnel . . . 37
3.9 Emplacements d’ébauche des bassins Pratt à l’amont du point S21 (Jonction Pratt-Cloutier) . . . 41
3.10 Profil de l’élévation naturelle du terrain en fonction de la longueur indicative
de la digue pour le bassin UL . . . 42
3.11 Profil de l’élévation naturelle du terrain en fonction de la longueur indicative de la digue pour le bassin EXP . . . 42
4.1 Différence d’implantation entre la digue EXP et la digue tronquée . . . 50
4.2 Hydrogramme obtenu au centre-ville (S17) pour la crue 100 ans avec bassin Pratt digue tronquée . . . 51
4.3 Profil d’élévation du sol au cheminement envisagé de la digue tronquée . . . 52
4.4 Ouvrages d’évacuation des eaux implémentés sur la digue . . . 52
4.5 Schéma montrant un ponceau possédant une entrée de type "Tongue and Groove" en vue de face (à gauche) et en vue de côté (à droite) . . . 54
4.6 Schéma montrant un ponceau possédant une entrée de type "Projecting" en vue de face (à gauche) et en vue de côté (à droite) . . . 54
4.7 Hydrogramme comparant le débit de sortie du bassin de rétention Pratt amont en fonction du type de comportement des ponceaux . . . 57
4.8 Déversoir de type "Drop inlet" en coupe transversale . . . 58
5.1 Emplacement de la sonde hydrométrique . . . 65
5.2 Section Simulation du site web . . . 72
The process of modelling requires imagination, inspiration,
creativity, ingenuity, experience and skill. These are qualities that belong to the field of art.
Hydrology is an art as much as it is science and engineering.
Remerciements
La réalisation de ce mémoire a été possible grâce au concours de plusieurs personnes à qui je voudrais témoigner toute ma gratitude.
Je voudrais dans un premier temps remercier mon directeur de recherche, Brian Morse, ing., professeur titulaire à l’Université Laval, pour sa patience, sa disponibilité et surtout ses judi-cieux conseils qui ont contribué à alimenter ma réflexion.
J’adresse mes sincères remerciements à tous les professeurs et intervenants du département de génie civil et de génie des eaux de l’Université Laval et toutes les personnes qui, par leurs paroles, leurs écrits, leurs conseils et leurs critiques ont guidé mes réflexions et ont accepté de me rencontrer et de répondre à mes questions durant mes recherches.
Je tiens à remercier l’équipe de recherche du professeur Morse, et spécialement Gabriel Roy-Poulin, étudiant à la maitrise, avec qui j’ai formé un binôme agréable et efficace sur le projet Coaticook ; ainsi que Dany Crépault, technicien en travaux d’enseignement et de recherche, pour m’avoir donné l’occasion de réaliser mon travail de terrain de manière agréable et qua-litative.
Je voudrais exprimer ma reconnaissance envers Simon Morin, François Fréchette et Érika Gilbert, respectivement directeur des services extérieurs, directeur général et chef de division infrastructures de la ville de Coaticook ; et envers Pascal Marceau, du Ministère de la Sécurité Publique, pour m’avoir donné la possibilité de travailler sur le sujet qui a guidé mon mémoire et pour la qualité des échanges que nous avons eu lors des différentes étapes du présent projet. Je remercie ma très chère famille, qui a toujours été présente pour moi et qui m’a toujours encouragé.
Enfin, je tiens à témoigner toute ma gratitude à Anders Bernard et Robin Jean, mes colo-cataires, ainsi qu’à l’ensemble de mes amis pour leur soutien inestimable et leurs précieux conseils tout au long de l’écriture de ce mémoire.
Introduction
La municipalité de Coaticook, comme le met en évidence la figure 0.1, est située en Estrie, à une trentaine de kilomètres de la frontière américaine au sud du Québec. Sa population s’élève à environ 10 000 personnes et sa superficie à environ 225 km2.
Figure 0.1 – Emplacement de la ville de Coaticook (étoile rouge)
Celle-ci est traversée du sud au nord par la rivière Coaticook, et d’ouest en est par le ruisseau Pratt, qui s’écoule par le biais d’un canal dans le centre-ville. Comme 8 municipalités sur 10 au Québec (Bouchard et Jacob, 2017), Coaticook est activement concernée par des inondations, qui constituent le type de catastrophes naturelles le plus fréquent au Québec. Dans la ville de Coaticook, ces inondations peuvent, comme lors de l’événement du 9-10 juin 2015, dont des photographies sont données à la figure 0.2, occasionner des dommages conséquents, qu’ils soient matériels notamment par le biais de la submersion des sous-sols lors la montée des eaux ; sociaux avec notamment le traumatisme vécu par les victimes d’un tel événement, mais aussi au niveau de la santé des populations concernées à cause de l’insalubrité et du développement de moisissures suivant un aléa hydrologique d’envergure ; ou encore économiques avec une suspension durant une durée non négligeable de toute activité sur les surfaces commerciales de la ville. A titre d’information, l’événement 2015 a engendré des dommages estimés à 2,2 M$
(Morse et al., 2019).
Figure 0.2 – Photographies de l’événement 2015 montrant le débordement du canal sur la rue Child, au centre-ville (à gauche) ; et l’érosion d’une partie du canal en centre-ville (à droite)
Le souhait de la municipalité de Coaticook est, depuis quelques années, de réduire le risque lié aux inondations au sein de son territoire. Pour ce faire, elle s’est rapprochée du Ministère de
la Sécurité Publique (MSP), qui a mandaté en 2017 l’Université Laval afin de réaliser l’étude
hydrologique et hydraulique du ruisseau Pratt et de préconiser une solution pour la réduction des risques au centre-ville.
Ce mémoire traite de l’étude hydrologique du ruisseau Pratt et de son bassin versant. L’objectif principal de l’étude est d’augmenter le niveau de sécurité du centre-ville face aux inondations. Pour ce faire, les principales étapes de réflexion vont porter sur le fait d’être en mesure de prévoir l’aléa et le débit auxquels peut être soumis la municipalité lors d’un événement hy-drologique, de réduire de manière rentable et efficace le débit engendré par un tel événement dans les endroits sensibles tels que le centre-ville, et enfin d’être en mesure de pouvoir réa-liser des alertes envers les autorités de la ville et la population afin d’encourager la prise de décision adaptée lors de la menace d’une inondation. Les objectifs spécifiques de ce mémoire sont ainsi d’effectuer une modélisation hydrologique par informatique du bassin versant du ruisseau Pratt ; de réaliser une étude des pluies représentatives du secteur ; de combiner les deux analyses précédentes pour évaluer le débit auquel peut être soumis la municipalité lors d’un événement ; de réaliser une modélisation par informatique des différentes procédures d’atténuation du débit ; d’étudier les retombées hydrologiques de tels ouvrages ainsi que leurs différentes caractéristiques, notamment économiques, afin de les comparer et de choisir celui qui convient le mieux à la résolution de la problématique ; et enfin de réaliser un système d’alerte précoce prenant en compte tous les éléments précédents afin d’émettre des alertes auprès des autorités et de la population en cas d’inondation prévue, afin de limiter les dégâts matériels et humains.
Chapitre 1
Modélisation hydrologique
1.1
Présentation du chapitre
Ce chapitre, qui introduit le travail réalisé dans le cadre de la présente étude, répond à l’objectif spécifique d’effectuer une modélisation hydrologique par informatique du bassin versant du ruisseau Pratt. Il présente tout d’abord la problématique liée aux inondations dans la municipalité de Coaticook ; fait un rappel des études antérieures menées sur le sujet ; donne les logiciels informatiques utilisés dans le cadre de l’étude ; développe la modélisation hydrologique du bassin versant et ultimement détaille l’algorithme de calcul du débit de sortie des bassins de rétention qui seront proposés dans les chapitres ultérieurs.
1.2
Problématique
La problématique liée aux inondations est double à Coaticook. En temps normal, le ruisseau Cloutier, qui se déverse dans le ruisseau Pratt au point de jonction mentionné dans l’ensemble des cartes de ce document à des fins de repère, résulte de la confluence des branches 1 et 2 mises en évidence à la figure 1.1 depuis la déviation du ruisseau de son lit naturel à des fins de développement urbain. Son ancien cheminement, qui suivait les lignes jaune et bleu sur la figure 1.1, se confond aujourd’hui avec la canalisation du réseau pluvial du quartier qui, lors d’événements de pluie mineurs, récolte les eaux pluviales du quartier ainsi que l’eau qui provient du fossé Barnston, le reste s’écoulant dans le ruisseau Cloutier.
Lors d’événements majeurs cependant, la branche 1 menace de sortir de son lit au niveau du ponceau de la rue de Barnston. En effet, si le débit provenant des sous-bassins versants A31 et A32, montrés sur la figure 1.1, dépasse le débit admissible par le ponceau, comme cela est arrivé lors de l’événement 2015, alors le flux d’eau en excès risque de se déplacer dans le fossé Barnston, qui possède une faible capacité de stockage des eaux, et de saturer la partie canalisée du ruisseau, pour ensuite éventuellement descendre le long de la falaise, passer au travers de la gravière, endommager le chemin de fer, puis passer par les rues de l’Union et
d’Ottawa pour enfin rejoindre la rivière Coaticook. Ce cheminement est mis en évidence en orange à la figure 1.1. L’étude doit donc être en mesure de proposer une façon de gérer cette problématique de manière efficace.
Figure 1.1 – Présentation de la problématique liée au ruisseau Cloutier
D’autre part, le ruisseau Pratt menace également de sortir de son lit lors d’événements hydro-logiques majeurs, comme ce fut le cas en 2015. Il existe de nombreux ouvrages hydrauliques dans cette partie du ruisseau (ponts, conduites, etc.). Si des travaux ont été réalisés ces dernières années afin d’augmenter la capacité hydraulique du canal en centre-ville, avec no-tamment la destruction de ponts limitant celle-ci, le débit pouvant se rendre au centre-ville de Coaticook lors d’événements majeurs est susceptible d’excéder le débit limite de contenance du canal. Ainsi, le secteur délimité notamment par la rue Saint Jean-Baptiste d’un côté et la rue Main de l’autre (en rouge à la figure 1.2 qui présente la problématique liée au ruisseau Pratt) est soumis à un risque particulièrement fort d’inondations. L’un des objectifs princi-paux de l’étude sera donc d’être en mesure de réduire efficacement et durablement ce débit afin de réduire le risque lié aux inondations au centre-ville.
Figure 1.2 – Présentation de la problématique liée au ruisseau Pratt
1.3
Études antérieures
1) Développement de la terre Lafaille (2004), Teknika
Cette étude a été réalisée afin de développer la terre Lafaille (située au nord-ouest du croi-sement entre la route 141 et le chemin Morgan, montrés à la figure 1.3) en zone industrielle. Le développement de cette zone, située aux alentours du ruisseau Pratt, impliquait une aug-mentation du débit de ruissellement dans le ruisseau par l’imperméabilisation des surfaces. L’analyse du ruisseau Pratt dans le secteur urbain avait alors permis d’évaluer le débit maxi-mal admissible ne causant aucun débordement du ruisseau, lorsqu’il n’y a pas présence de glace, à 20,5 m3/s. L’étude avait également établit qu’un débit de 24,2 m3/s au centre-ville
causait un engorgement au niveau d’un pont (aujourd’hui détruit) et des débordements.
2) Étude de faisabilité - Bassin de rétention - Parc industriel régional (2012), Les Services exp inc.
Ce rapport étudie la possibilité de construction de bassins de rétention au nord de la zone industrielle (ancienne terre Lafaille). Le rapport se limite cependant à des bassins de faible capacité (32 000 m3) car aménagés en dehors des bandes riveraines du ruisseau Pratt, se
révélant être uniquement capables de décaler dans le temps le débit de pointe d’environ 45 minutes sans réduire efficacement sa valeur de pointe. Compte tenu des forts investissements
pressentis pour de tels ouvrages et des doutes quant à leur efficacité, la construction a été abandonnée.
3) Proposition d’interventions dans le bassin versant du ruisseau Pratt (2014), Les Services exp inc.
Ce rapport a pour but principal d’étudier la réglementation existante pouvant s’appliquer au bassin versant du ruisseau Pratt et de proposer des interventions permettant de contrôler les volumes d’eau de ruissellement, notamment dans les zones agricoles. Plus spécifiquement, l’étude recommandait de considérer à nouveau la construction de bassins de rétention sur le terrain au nord de la zone industrielle ainsi que l’aménagement de bassins de rétention sur le ruisseau Cloutier.
4) Étude de faisabilité pour la construction de deux bassins de rétention sur le ruisseau Pratt et le ruisseau Cloutier (2016), Les services exp inc.
Cette étude a pour but d’étudier la faisabilité de la construction de deux bassins de rétention situés au nord de la zone industrielle et sur le ruisseau Cloutier, d’évaluer leur impact sur les débits de crue simulés au centre-ville et d’évaluer les coûts associés à leur construction. Pour ce faire, une étude hydrologique a été menée et le débit 100 ans au centre-ville pour le statu quo retenu pour la modélisation a été évalué à 34,2 m3/s. Le bassin de rétention situé sur
le ruisseau Pratt amont, à l’emplacement montré à la figure 1.3, d’un volume de 137 000 m3
à l’élévation 323,70 m, permet d’accumuler jusqu’au débit 100 ans, limite le débit de sortie du bassin à 17,3 m3/s et son coût est estimé à 1,7 M$. Le bassin de rétention situé sur le
ruisseau Cloutier, d’un volume d’environ 24 500 m3, permet d’accumuler jusqu’au débit 100
ans, limite le débit de sortie du bassin à 3,7 m3/s et son coût est estimé à 0,7 M$. Avec la
construction de ces deux bassins de rétention, le débit simulé au centre-ville est de 22,1 m3/s
pour le débit 100 ans.
5) Étude hydrologique du ruisseau Pratt (2017), Jean-François Sabourin et Associés (JFSA)
Cette étude, sous mandat pour l’Université Laval, vise principalement la modélisation hydro-logique du bassin versant du ruisseau Pratt. Divers scénarios ont été modélisés, notamment avec et sans fonte de neige. Finalement, un seul scénario de chaque cas a été retenu par l’équipe réalisant la présente étude, basé sur son expertise et les analyses préliminaires. La modélisa-tion a été réalisée avec succès, c’est-à-dire que le modèle hydrologique permet de quantifier les débits de pointe existants à des endroits précis. Le débit 100 ans au centre-ville pour le statu quo est, selon le scénario retenu de cette étude, de 48,9 m3/s, soit une augmentation
Figure 1.3 – Emplacement des bassins 50 et 100 ans conçus par EXP
1.4
Logiciels utilisés
Cette étude nécessite un certain nombre de logiciels aux capacités très différentes. Ceux-ci sont présentés dans les sous-sections suivantes.
Calculs et algorithmes
Pour les tâches de calcul et algorithme, le logiciel Microsoft Excel de la suite Microsoft
Of-fice est principalement utilisé. Il s’agit d’un logiciel tableur intégrant des fonctions de calcul
numérique, de représentation graphique, d’analyse de données et de programmation (langage VBScript) qui vont se révéler être des outils essentiels au déroulement de l’étude.
Systèmes d’information géographique (SIG)
Un système d’information géographique est un système d’information conçu pour recueillir, stocker, traiter, analyser, gérer et présenter tous les types de données spatiales et géogra-phiques. Deux d’entre eux sont utilisés dans le cadre de l’étude.
Google Earth Pro est le premier de ceux-ci. Distribué par Google, ce logiciel permet une
visualisation de la Terre avec un assemblage de photographies aériennes ou satellitaires. Très utile pour observer le bassin versant et ses caractéristiques, il est notamment utilisé pour le repérage et la modélisation de la plupart des analyses présentes dans ce mémoire.
Le logiciel ArcMap de la suite de programmes de traitement géospatial ArcGIS d’Esri est également utile à l’étude. Il est notamment utilisé pour le traitement des données LIDAR et leur analyse, et l’obtention des courbes Hauteur-Surface-Volume pour les bassins de rétention conçus.
Modèle hydrologique
Un modèle hydrologique vise à être la représentation numérique la plus fidèle possible des processus du cycle hydrologique observable dans la nature, et peut notamment être utilisé dans le cadre de prévision de crues. Il existe différentes caractéristiques à ces modèles qui sont choisies en fonction du type d’observations cherché. Ici, un modèle pluie-débit semi-distribué est utilisé, car il permet d’obtenir un débit à partir d’une pluie et de diviser le bassin versant en plusieurs entités spatiales appelées sous-bassins versants, améliorant la qualité de la simulation. Le schéma de fonctionnement d’un tel modèle est donné à la figure 1.4.
Modèle hydrologique Semi-distribué Pluie-débit Pluie Récurrence Paramètres CN, IA, TP, Aire, etc. Débit simulé + Autres Entrées + Autres Sorties
Figure 1.4 – Récapitulatif du modèle hydrologique utilisé dans cette étude
Le modèle hydrologique utilisé est SWMHYMO. Distribué par la firme JFSA, il est, comme ses prédécesseurs HYMO et OTTHYMO, un modèle mathématique qualifié de conceptuel et semi-spatialisé utilisé pour simuler la réponse hydrologique de grands et petits bassins versants. Le modèle repose sur des paramètres physiques simples de bassin rural ou de bassin urbain qui sont estimables. De plus, diverses pratiques de drainage peuvent être représentées à l’aide de SWMHYMO (notamment bassins de rétention, acheminement dans de longues conduites ou ruisseau, etc.). Le modèle SWMHYMO peut simuler l’apport d’eau d’événements de pluies synthétiques ou des données horaires de pluies réelles. Il est également à noter que ce modèle convient très bien pour la modélisation des bassins versants ruraux (Rivard et al., 2011, chap. 10-7).
1.5
Modélisation hydrologique du bassin versant
1.5.1 Présentation du bassin versant
L’étendue du bassin versant (BV) du ruisseau Pratt, dont le plan d’ensemble est montré à la figure 1.5, a été établie à l’aide de données topographiques disponibles. Ainsi, il a été déterminé qu’une superficie totale d’environ 2 255 ha (22,55 km2) est drainée par le ruisseau
Pratt. Le ruisseau s’écoule entièrement à ciel ouvert et sur une distance approximative de 8,5 km. Il est constitué au centre-ville de la confluence de deux branches du cours d’eau que sont la branche Pratt amont, située entre le lac Cotnoir et la jonction Pratt-Cloutier, qui représente un apport d’environ 80% du débit en centre-ville ; et la branche Cloutier, située au sud de la jonction Pratt-Cloutier, qui représente un apport d’environ 20% du débit en centre-ville. La partie est du bassin versant, située vers la rivière Coaticook et représentant environ 1% du bassin versant, possède un développement de type urbain. Les terrains sont ainsi plus petits et plus rapprochés, et il existe un réseau de conduites pluviales ainsi que des ouvrages hydrauliques sur le ruisseau (ponts, ponceaux, etc.). La partie ouest, quant à elle, occupant environ 99% du bassin versant, est définie majoritairement par une occupation du sol de type boisé et agricole. Une vingtaine d’étendues d’eau et de milieux humides sont répartis à l’intérieur du bassin versant du ruisseau Pratt, entraînant ainsi la rétention de l’eau
Figure 1.5 – Plan d’ensemble du bassin versant (BV du ruisseau Pratt en blanc ; BV du ruisseau Cloutier en rouge)
à divers endroits. L’étendue la plus remarquable en ce sens est le lac Cotnoir, situé en tête de bassin versant, qui représente un important complexe de milieux humides.
1.5.2 Caractérisation hydrologique du bassin versant
À l’aide des données topographiques, comme il s’agit d’un modèle hydrologique semi-spatialisé, les concepteurs ont délimité 38 surfaces de drainage à l’intérieur du bassin versant du ruis-seau Pratt. Celles-ci, présentées à la figure 1.6, permettent le calcul des débits à différents endroits stratégiques, situés aux sites potentiels pour le contrôle du ruissellement, limites des sous-bassins versants et aux limites d’infrastructures existantes. Afin de comprendre les che-minements hydrologiques du bassin versant, le code informatique du modèle hydrologique est donné à l’annexe A. Les sous-bassins versants A26, A27, A31, A32 et A36 contribuent au débit du ruisseau Cloutier, qui se déverse dans le ruisseau Pratt au point indiqué. Les autres sous-bassins versants participent au débit du ruisseau Pratt.
Figure 1.6 – Localisation des sous-bassins versants
Pour les surfaces non urbanisées, deux paramètres ont une influence majeure sur le calcul du ruissellement : le paramètre CN ("Curve Number" du Natural Resources Conservation
Service), un indice empirique du taux de ruissellement d’une superficie, qui a été choisi en
fonction des cartes pédologiques de la région, des cartes écoforestières, des photos aériennes et de toute autre information recueillie sur la nature du sol ainsi que sur l’utilisation des sols par EXP repris par JFSA, puis transformé en CN* tel que le recommandent les études
(Woodward et al., 2003) portant sur l’incompatibilité des valeurs CN avec des conditions de sol moins saturées normalement rencontrées sur le terrain et consiste à considérer un ratio initial d’abstraction (capacité du sol en mm à retenir les eaux avant le ruissellement) de 0,15 contre 0,20 pour le CN, variant entre 49 et 70 ; et le paramètre TP, temps de pointe de l’hydrogramme, déterminé à partir de la méthode du Ministère des Transports du Québec (qui préconise d’utiliser la méthode Federal Aviation Administration lorsque les surfaces de drainage ont un coefficient de ruissellement inférieur à 0,4, et la méthode Bransby & Williams dans le cas contraire). Pour les surfaces urbanisées, le CN et le pourcentage d’imperméabilité, calculés à partir des fichiers "shapefiles" fournis par la MRC de Coaticook contenant l’information sur l’occupation du sol, sont les deux paramètres ayant une influence majeure sur le calcul du ruissellement. Tous les paramètres de modélisation des sous-bassins versants (SBV) sont donnés dans l’annexe B.
Afin de modéliser le comportement de laminage du lac Cotnoir, il a été pris comme hypothèse qu’un déversoir de 5 m de largeur et de 0,5 m de hauteur contrôle le débit de sortie du lac et que, si le niveau dépasse la crête du déversoir, il s’agit d’une plaine de débordement de 75 m de largeur et de 0,5 m de hauteur supplémentaire maximale. Il est intéressant de noter que le lac permet une réduction des débits de pointe au centre-ville de près de 10% pour le scénario considéré.
De même, à des fins de calcul, des points d’intérêts ont été utilisés, notamment lors de la jonction des eaux de ruissellement de deux sous-bassins versant. Ceux-ci, au nombre de 21, sont présentés à la figure 1.7. Certains d’entre eux, notamment le point S17 représentant le centre-ville de Coaticook et le point S21 représentant la jonction Pratt amont-Cloutier, sont largement utilisés dans la suite de l’étude.
1.6
Algorithme de calcul du débit de sortie des bassins de
rétention
Un bassin de rétention des eaux pluviales est un ouvrage permettant le stockage des eaux pluviales afin, notamment, de réduire le risque d’inondations en aval dans le bassin versant. Ces bassins ont pour effet de réduire le débit de pointe de l’hydrogramme des sous-bassins versants tributaires, d’augmenter le débit de sortie à l’exutoire pendant une certaine période après le temps de pointe par rapport à un sous-bassin versant non équipé d’un bassin de rétention ; et, enfin, de déphaser dans le temps ce temps de pointe. Dans le cadre de l’étude, des bassins de rétention à ciel ouvert avec digue ont été modélisés. Cette partie explique la modélisation mathématique de tels ouvrages.
Afin de modéliser le comportement hydrologique en réservoir des bassins de rétention, une conception préliminaire a été réalisée à l’aide d’une méthode hydrologique de propagation
Figure 1.7 – Localisation des points d’intérêts
d’ondes de crue, la méthode Puls. Celle-ci convient bien au laminage de crues en réservoir (Anctil et al., 2012), ce qui nous intéresse particulièrement ici. L’équation 1.1 permet la résolution du problème car tous les termes à droite de l’égalité sont connus au moment t + 1. En effet, le débit d’entrée dans le bassin de rétention QE est connu en tout temps grâce au
modèle hydrologique, et l’emmagasinement S et le débit de sortie du bassin QS sont connus
à l’instant t, en ayant St=0= 0 et QS,t=0= 0. S t+1 ∆t + QS,t+1 2 =St ∆t+ QS,t 2 +QE,t+ QE,t+1 2 − QS,t (1.1) où : S − emmagasinement (m3)
QS −débit de sortie du bassin (m3/s)
QE−débit d’entrée dans le bassin (m3/s)
∆t − pas de temps (s) ; ici ∆t = 60 s
En conditions normales d’écoulement, il est décidé que l’ouvrage de sortie du bassin de ré-tention sera composé d’un ou plusieurs ponceaux car cette solution est estimée être la plus adaptée et la plus économique pour le cas à l’étude. L’équation 1.2 décrit la relation débit-hauteur d’une telle infrastructure hydraulique de contrôle du réservoir (Smith, 1995). Il est
pris comme hypothèse en premier lieu que le débit de sortie du ponceau QP est égal au débit
d’entrée dans le ponceau Qe_P. Cette hypothèse sera à vérifier une fois la conception effectuée.
QP D5/2 = π 4 p 2gCoc s h D− α (1.2) où : QP −débit de sortie du ponceau (m3/s)
D −diamètre du ponceau (m)
g −valeur moyenne de l’accélération de pesanteur à la surface de la Terre (g ≈ 9,81 m/s2)
Coc−coefficient sans dimension de l’ouvrage (compris entre 0,546 et 0,970)
h −hauteur d’eau du réservoir (m)
α −coefficient sans dimension dépendant du type de ponceau choisi (compris entre 0,6 et 0,9)
Dans la suite de l’étude (section 4.3.1), des entrées de ponceaux de type Tongue and Groove (RCP) seront préconisés car celles-ci possèdent une excellente capacité d’évacuation des eaux. Les coefficients à utiliser sont ainsi Coc= 0,815 et α = 0,8 (Smith, 1995). L’équation 1.2 peut
alors être écrite selon l’équation 1.3.
QP D5/2 = 2,835 s h D−0,8 (1.3)
Des résultats de cette équation est déduite la relation débit-volume (les relations hauteur-volume étant décrites au chapitre 3) du bassin de rétention, essentielle à des fins de modélisa-tion de comportement. Ce sont en effet ces relamodélisa-tions qui doivent être entrées dans le modèle SWMHYMO ou le modèle Puls.
Il est important de noter qu’un bassin de rétention peut avoir deux types de comportement : dynamique ou statique. Un bassin statique correspond à un bassin où les ouvrages hydrau-liques de contrôle du débit ne sont pas modifiés au cours du temps. L’écoulement est ainsi tel que décrit par l’équation 1.3, avec un paramètre D constant. Un bassin dynamique verra au contraire ses ouvrages de sortie s’adapter au cours du temps, par le biais de la réduction ou l’augmentation de l’aire d’écoulement (directement liée au diamètre D). En effet, lorsque la hauteur d’eau augmente, le débit de sortie va augmenter pour un ponceau d’une aire don-née. Afin de minimiser l’emmagasinement du bassin au cours d’un événement de pluie, il est ainsi intéressant d’avoir une aire d’écoulement du ponceau maximale au début de l’événement afin de laisser passer le plus d’eau possible puis de réduire peu à peu cette aire afin de limiter l’écoulement lorsque celui-ci devient trop important compte tenu de la hauteur d’eau présente dans le bassin. Ce comportement est technologiquement réalisable par l’utilisation d’une vanne
hydraulique permettant d’occulter toute ou partie de l’entrée d’un ponceau équipé, réduisant ainsi son aire. L’algorithme de modélisation d’un comportement de bassin dynamique avec la méthode Puls est donné en code VBScript commenté à l’annexe C.
Chapitre 2
Caractérisation de l’aléa
hydrologique
2.1
Présentation du chapitre
Ce chapitre répond aux objectifs spécifiques de réaliser une étude des pluies représentatives du secteur et de la combiner avec la modélisation hydrologique vue dans le chapitre précédent pour évaluer le débit auquel peut être soumis la municipalité lors d’un événement hydrolo-gique. Il présente en premier lieu l’identification de la pluie synthétique représentative, puis les simulations réalisées à partir du modèle hydrologique, suivi d’une discussion sur certains cas spécifiques et enfin un bilan sur les données utilisées dans la suite du mémoire.
2.2
Identification de la pluie synthétique représentative
2.2.1 Pluies JFSA
Le choix de l’événement de pluie est un facteur déterminant dans les simulations hydrolo-giques. Il existe plusieurs types de pluies synthétiques qui sont dérivés des courbes Intensité-Durée-Fréquence (IDF) et de distributions types comme la distribution Chicago, NRSC (an-ciennement appelées SCS), AES, etc. Ces pluies synthétiques produisent différents résultats lorsqu’elles sont simulées dans un même modèle hydrologique.
Une pluie NRSC (Type II) d’une durée de 24 heures s’est avérée (Pereira et Lachance, 2017) être la pluie générant les plus hauts débits et elle a donc été préconisée. Celle-ci a été utilisée pour simuler les débits générés par le bassin versant du ruisseau Pratt pour des récurrences de 2, 5, 10, 25, 50 et 100 ans pour des averses estivales. Selon JFSA, une pluie synthétique de 24 heures est nécessaire en raison du temps de parcours de l’eau (temps de concentration TC) entre le sommet du bassin et l’embouchure de ce dernier. En effet, plus le bassin est grand, plus le temps de parcours est long, considérant la même composition/utilisation du sol.
Les pluies synthétiques ont été créées par le logiciel STORM 2010, à partir des données de la station de Georgeville (située à environ 40 km de la ville de Coaticook) dont les courbes IDF sont données dans l’annexe D. Elles ont comme caractéristique d’avoir été "calquées" sur la courbe IDF. Ainsi, l’intensité la plus élevée, située au milieu de la pluie, correspondra à l’intensité la plus forte donnée par les courbes IDF. Les pluies JFSA sont données dans l’annexe D.
2.2.2 Pluies NOAA
Les secondes pluies utilisées dans le cadre de cette étude sont les pluies données par le National
Oceanic and Atmospheric Administration (NOAA), agence américaine responsable de l’étude
de l’océan et de l’atmosphère. Le NOAA fournit les valeurs d’intensité ou de pluie accumulée ainsi que leurs incertitudes pour des récurrences allant de 1 à 1000 ans et pour une durée allant de 5 minutes à 60 jours, pour des pluies synthétiques pouvant servir à des fins de calibration du modèle. De plus, le NOAA fournit des distributions temporelles de pluie très utiles. La station de Canaan, située dans le Vermont, est utilisée car elle est la plus proche géographiquement (30 km) de Coaticook ainsi qu’environnementalement (Georgeville est située au bord du lac Memphrémagog tandis que Canaan et Coaticook sont à l’intérieur des terres).
Étude des pluies NOAA
Différents types de pluies sont fournis par l’organisme et celles-ci dépendent de 4 paramètres : récurrence, type de pluie, durée de pluie et probabilité de pluie. Compte tenu du peu de données disponibles sur les pluies locales, il est utile pour le modèle, à des fins de calibration, de se baser sur les pluies rendues disponibles par d’autres sources et donc de déterminer la pluie NOAA la plus critique possible pour le bassin versant. Il a été auparavant déterminé par plusieurs simulations que ces différentes variables sont indépendantes entre elles et peuvent ainsi être traitées de manière individuelle.
Type de pluie
Le NOAA fournit 5 types de pluies : les pluies 1er, 2e, 3e et 4e quartile, ainsi que la pluie
All. Les premières correspondent au quartile de la distribution temporelle où la pluie va être la plus intense, tandis que les pluies All sont censées refléter la tendance globale. La figure 2.1 met en évidence ces caractéristiques. Les débits maximums ainsi obtenus en ville (point d’intérêt S17) par des simulations menées sur des pluies 100 ans-12 h-50% (Récurrence-Durée-Probabilité) sont donnés dans le tableau 2.1 afin de comparer l’influence des différents types de pluies.
Le débit en ville étant le plus élevé pour la pluie 4e quartile, il est ainsi prouvé que le type de
0 2 4 6 8 10 12 0 2 4 6 8 10 12 Temps (h) P ortion de la pluie tom ban t lors du pas de temps considéré en % 1 er quartile 2e quartile 3e quartile 4e quartile All
Figure 2.1 – Forme des pluies en fonction de leur type pour la pluie 100 ans-12 h-50% Table 2.1 – Comparaison du débit en ville donné par les différents types de pluies pour la pluie 100 ans-12 h-50%
Type de pluie 1erquartile 2e quartile 3e quartile 4e quartile All
Qmax_S17(m3/s) 30,2 30,3 34,7 39,1 27,9
Durée de pluie
Le but de cette sous-section est de déterminer la durée de pluie produisant les débits en ville les plus élevés. Le NOAA fournit les durées 6 h, 12 h et 24 h ; et les durées 9 h et 18 h sont issues d’une normalisation horaire des courbes du NOAA. Les débits maximums ainsi obtenus au centre-ville (point d’intérêt S17) par des simulations menées sur des pluies 100 ans-4e quartile-90% (Récurrence-Type-Probabilité) sont donnés dans le tableau 2.2 afin de
comparer l’influence des différentes durées de pluies.
En traçant à la figure 2.2 le diagramme donnant le débit maximum en fonction de la durée de la pluie, il est possible de voir que la pire durée de pluie parmi celles simulées est de 12 h. Celle-ci sera ainsi considérée comme la plus critique pour le bassin versant.
Table 2.2 – Comparaison du débit en ville donné par différentes durées de pluies pour la pluie 100 ans-4e quartile-90%
Durée de pluie (h) 6 9 12 18 24
35 40 45 50 6 9 12 18 24 Durée de pluie (h) Débit maximal en ville (S17) (m 3 /s )
Figure 2.2 – Comparaison du débit obtenu en ville pour différentes durées de pluie pour la pluie 100 ans-4e quartile-90%
Probabilité de pluie
Le NOAA fournit 9 différentes probabilités de pluie : 90%, 80%, 70%, 60%, 50%, 40%, 30%, 20% et 10%. La figure 2.3 aide à comprendre le sens de ces probabilités. Ainsi, la probabilité
0 2 4 6 8 10 12 0 20 40 60 80 100 Temps (h) Pluie cum ulée en % 90% 80% 70% 60% 50% 40% 30% 20% 10%
Figure 2.3 – Répartition des pluies en fonction de leur probabilité pour la pluie 100 ans-12 h-All
représente ici le pourcentage de probabilité que la courbe représentative d’une pluie donnée soit située au-dessus de la courbe représentative de la pluie de probabilité considérée. La pluie 50% est donc la plus commune, et les pluies 90% et 10% les moins communes. Pour certaines séries de données, comme la 90%, la pluie ressemble plus à une pluie 6 h qu’à une pluie 12 h. Cela est dû à la forme de la pluie et n’est pas considéré comme une pluie 6 h.
Cela étant dit, il est utile de déterminer quelle probabilité de pluie se révèle être la pire pour le bassin versant. Les débits maximums obtenus en ville (point d’intérêt S17) par des simulations menées sur des pluies 100 ans-4e quartile-12 h sont donnés dans le tableau 2.3
afin de comparer l’influence des différentes probabilités de pluies.
Table 2.3 – Comparaison du débit en ville donné par différentes probabilités de pluies pour la pluie 100 ans-12 h-4e quartile
Probabilité de pluie (%) 10 20 30 40 50 60 70 80 90
Qmax_S17(m3/s) 34,9 35,5 36,3 37,5 39,1 40,8 42,7 45,6 50,7
Le débit étant maximum en ville pour la pluie de probabilité 90%, il est possible d’affirmer que cette probabilité de pluie est la plus critique pour le bassin versant.
Synthèse
Il a ainsi été démontré dans les trois sous-parties précédentes que la pluie la plus critique pour le bassin versant est une pluie 4e quartile-12 h-90% (Type-Durée-Probabilité), qui
sera appelée pluie NOAA dans la suite de l’étude à des fins de simplification. La simulation sera donc réalisée à partir de celle-ci. Les pluies utilisées pour les simulations sont données à l’annexe D.
2.2.3 Pluies d’événements historiques
Les fichiers historiques des stations de Coaticook, Georgeville et Magog ont été fournis par le
Ministère de l’Environnement et de la Lutte contre les Changements Climatiques (MELCC),
puis les pluies historiques en ont été extraites pour réaliser des simulations. La simulation d’événements historiques est particulièrement utile pour la calibration du modèle. En effet, dans ce projet, la seule base de données réelles pouvant servir à la calibration du modèle hydrologique est liée aux événements historiques (niveaux d’eau atteints, etc.).
Les données des stations ont été étudiées depuis 2010 pour la station de Coaticook, depuis 1996 pour la station de Georgeville et depuis 2003 pour la station de Magog. En tout, ce sont donc 45 années de pluies qui ont été traitées.
Les pluies ont été considérées comme intéressantes lorsqu’elles étaient importantes sur une durée de 6 h. Quelques pluies intéressantes de 4 h et de 12 h ont également été analysées.
Le tableau 2.4 recense les événements considérés, la station qui leur est associée, la date d’occurrence de l’événement, ainsi que la durée et l’accumulation qui ont amené à ce que cette pluie soit sélectionnée.
Table 2.4 – Récapitulatif des pluies historiques retenues pour l’étude Événement Station Date de début Durée (h) Accumulation (mm)
C-1 Coaticook 09/07/2010 4 53,0 C-2 04/08/2010 4 41,4 C-3 30/09/2010 12 89,0 C-4 28/08/2011 12 95,4 C-5 28/06/2012 4 16,2 C-6 09/06/2015 6 62,4 C-7 25/07/2010 6 46,8 G-1 Georgeville 05/08/2003 4 49,6 G-2 08/07/2004 4 64,4 G-3 31/08/2005 6 44,8 G-4 20/10/2006 6 47,4 G-5 06/08/2007 6 36,0 G-6 18/08/2008 6 37,6 G-7 01/06/2010 4 40,4 G-8 03/08/2010 6 59,0 G-9 28/08/2011 12 87,2 G-10 04/09/2012 6 60,4 G-11 08/07/2004 6 63,2 G-12 05/08/2003 6 50,0 G-13 26/08/1975 6 102,0 G-13b 26/08/1975 6 86,6 M-1 Magog 09/07/2010 4 53,0 M-2 04/08/2010 4 41,4 M-3 30/09/2010 12 89,0 M-4 28/08/2011 12 95,4
Certains événements sont à remarquer dans cette liste. Ainsi, l’événement G-13 a été enregis-tré à Georgeville mais la pluie a été moindre sur Coaticook d’après les données d’HydroMétéo. L’événement G-13b, créé artificiellement, sera donc considéré comme plus réaliste que l’évé-nement G-13. De même, l’évèl’évé-nement C-6 correspond à l’inondation qu’a connue la ville de Coaticook en 2015, entrainant de gros dégâts dans la ville. Une attention particulière sera portée à ces deux événements.
2.3
Simulations
2.3.1 Formes de pluie
Il est intéressant de comparer les formes de pluies entre elles avant de mener les simulations. La figure 2.4 présente le hyétogramme de la pluie JFSA 100 ans avec un pas de temps de 10 minutes, tel qu’elle est entrée dans le modèle hydrologique. La construction de la pluie "calquée" sur les courbes IDF est ainsi mise en évidence : au milieu de la pluie (ici 12 h), l’intensité de pluie va être basée sur l’intensité donnée par la courbe IDF pour une durée de 10 minutes, puis plus on s’éloigne du milieu de la pluie plus celle-ci va être basée sur des durées longues et donc l’intensité va réduire au fur et à mesure que l’on s’en éloigne.
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0 20 40 60 80 100 120 140 25 Temps (h) In tensité de pluie (mm/h )
Figure 2.4 – Hyétogramme de la pluie JFSA 100 ans (pas de temps : 10 min) Le hyétogramme de la pluie NOAA 100 ans, présenté à la figure 2.5, met en évidence la forme de la pluie, à savoir une 4e quartile : les intensités de pluie sont peu élevées dans les trois
premiers quartiles de la pluie, soit de 0 à 9 h, puis le sont bien plus dans la dernière partie de la pluie, à savoir de 9 h à 12 h.
La comparaison entre les figures 2.4 et 2.5 montre des pluies assez différentes dans leur forme, et il est remarquable que JFSA considère une pluie 24 h comme celle présentant les débits les plus élevés en centre-ville tandis que l’étude menée sur les pluies NOAA à la sous-section 2.2.2 a mis en évidence le fait qu’une pluie 12 h était la plus critique pour le bassin versant. En traçant le hyétogramme de la pluie JFSA présentant les intensités de pluie ramenées à un pas de temps de 30 minutes comme présenté à la figure 2.6 à des fins de comparaisons, il est possible de réaliser qu’une certaine proximité existe entre les deux pluies.
0 2 4 6 8 10 12 0 5 10 15 20 25 9 25 Temps (h) In tensité de pluie (mm/h )
Figure 2.5 – Hyétogramme de la pluie NOAA 100 ans (pas de temps : 30 min)
En effet, la pluie JFSA concentre la majorité de son intensité dans le 4e quartile, comme la
pluie NOAA. La pluie JFSA se rapproche également fortement d’une pluie 12 h car c’est pour cette durée qu’elle va être le plus intense.
0 2 4 6 8 10 12 0 20 40 60 80 9 25 Temps (h) In tensité de pluie (mm/h )
2.3.2 Simulations pluies JFSA
Le tableau 2.5 récapitule les débits maximums obtenus en ville (point d’intérêt S17) Qmax_S17
par le biais de simulations effectuées par le modèle SWMHYMO pour des récurrences 2, 5, 10, 25, 50 et 100 ans pour les pluies synthétiques recommandées par JFSA.
Table 2.5 – Récapitulatif des débits obtenus par l’utilisation des pluies JFSA
Récurrence (années) 2 5 10 20 25 50 100
Qmax_S17(m3/s) 10,6 18,5 24,9 30,8 33,8 41,1 48,9
2.3.3 Simulations pluies NOAA
Les simulations avec pluies NOAA ont été réalisées à partir de la pluie 4e quartile-12 h-90%
comme expliqué à la partie 2.2.2. Le tableau 2.6 récapitule les débits maximums obtenus en ville (point d’intérêt S17) Qmax_S17 par le biais de simulations effectuées par le modèle
SWMHYMO pour des récurrences 2, 5, 10, 25, 50, 100, 200, 500 et 1 000 ans pour les pluies NOAA 12 h-4equartile-90%.
Table 2.6 – Récapitulatif des débits obtenus par l’utilisation des pluies NOAA
Récurrence (années) 2 5 10 20 25 50 100 200 500 1 000
Qmax_S17(m3/s) 13,6 19,9 25,8 32,0 35,2 42,2 50,7 62,6 84,2 102,4
2.3.4 Simulations des pluies historiques
Le tableau 2.7 récapitule les débits maximums obtenus en ville (point d’intérêt S17) Qmax_S17
par le biais de simulations effectuées par le modèle SWMHYMO pour l’ensemble des pluies historiques présentées à la section 2.2.3. La récurrence de ces événements a également été calculée (par approximation linéaire des résultats obtenus à partir des pluies synthétiques JFSA) afin d’avoir une meilleure idée de l’aléa auquel est soumis le centre-ville de Coaticook.
2.4
Discussion
Tout d’abord, l’analyse de la forme des pluies menée à la sous-section 2.3.1 permet d’émettre une conclusion sur la réponse hydrologique bassin versant : celui-ci réagit de manière parti-culièrement intense à des pluies caractérisées par une première phase de pluie fine durant une durée assez longue ce qui a pour effet de remplir la capacité d’emmagasinement en eau du sol avant ruissellement, puis une seconde phase, relativement courte, dans laquelle l’intensité de la pluie va être beaucoup plus forte.
Table 2.7 – Récapitulatif des débit obtenus par la simulation des pluies historiques Événement Qmax_S17(m3/s) Récurrence (années)
C-1 18,3 5 C-2 16,3 4 C-3 18,6 5 C-4 35,6 31 C-5 5,8 1 C-6 38,5 80 (Voir section 2.4.1) C-7 11,8 2 G-1 15,4 4 G-2 35,3 30 G-3 12,7 3 G-4 18,6 5 G-5 7,8 1 G-6 7,1 1 G-7 10,4 2 G-8 27,9 15 G-9 28,2 16 G-10 19,0 5 G-11 35,3 30 G-12 19,2 6 G-13 53,8 50 (Voir section 2.4.2) G-13b 41,2 M-1 17,0 4 M-2 32,0 22 M-3 15,2 4 M-4 24,5 10
Le modèle hydrologique soumis par JFSA comporte 8 scénarios différents dont les caracté-ristiques sont données à l’annexe A. Il convient ainsi de choisir celui se rapprochant le plus de la réalité. D’après les données recueillies préalablement dans cette étude, confirmées par des études déjà menées (Morse et al., 2018), le débit généré en ville par le scénario retenu (Temps de concentration calculé selon la méthode du MTQ, méthode CN* et nombre de réser-voir n = 3) est en accord avec les valeurs attendues compte tenu des événements historiques considérés.
Il est intéressant de valider la bonne calibration des pluies JFSA en comparant les données obtenues à l’aide des pluies JFSA et des pluies NOAA. Le graphique 2.7 compare les valeurs obtenues pour le débit en ville pour les pluies JFSA et la pluie 12 h-4e quartile-90% NOAA.
Il est ainsi apparent qu’il existe une très forte proximité entre les valeurs obtenues pour les deux types de pluie. Le plus gros écart entre les deux séries est en effet de 28% pour la pluie 2 ans et cet écart est de 3,6% pour le débit 100 ans. Les pluies NOAA étant basées sur les
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 10 20 30 40 50 Récurrence (années) Débit maximal en ville (S17) (m 3 /s ) JFSA NOAA
Figure 2.7 – Comparaison du débit obtenu en ville pour les pluies JFSA et NOAA
pluies ayant réellement eu lieu à Canaan, il est alors possible d’affirmer que la pluie JFSA permet de se rapprocher de l’aléa hydrologique que l’on peut rencontrer à Coaticook, les pluies présentant le plus d’intérêt dans cette étude étant celles à faible récurrence (notamment la pluie 100 ans). Cependant, il est important de garder à l’esprit que l’on compare la pluie JFSA avec la pire pluie possible selon le NOAA. En effet, la pluie NOAA étudiée est une pluie 4e
quartile ne se produisant que dans un quart (25%) des cas, et il s’agit de la pluie 90% donc ayant une probabilité d’occurrence de 10% ; la probabilité que cette pluie ait donc lieu est de 10% ∗ 25% = 2,5% tous les 100 ans, soit de 0,025% par année. La forme de pluie étant en effet très spécifique, les simulations réalisées à partir des pluies NOAA sont conservatrices. Le dimensionnement d’ouvrages hydrauliques devant être réalisé par rapport à la pluie présentant les débits les plus élevés, il est justifié d’utiliser cette pluie pour le calcul de la digue du bassin de rétention mais elle est à nuancer pour le calcul du risque moyen annuel (RMA).
2.4.1 Caractérisation de l’événement C-6
L’événement C-6 est l’événement de pluie estivale le plus important ayant touché Coaticook dans son histoire récente (Grenier, 2017). Il est ainsi intéressant de caractériser celui-ci et d’y attacher une période de récurrence.
Dans la nuit du 9 au 10 juin 2015, des pluies très importantes (83 mm d’eau sont tombés sur la région en quelques heures), ont causé des inondations importantes au centre-ville dues au fait que la rivière Coaticook, le ruisseau Pratt et le ruisseau Cloutier soient sortis de leurs lits. Si les deux premiers cours d’eau ne possédaient simplement pas la capacité de gérer autant de débit, le ruisseau Cloutier a dépassé le débit maximal admissible par le ponceau
situé au-dessous de la rue Barnston, qui est de 2,97 m3/s (Ladouceur et Morse, 2018b). Ce
dépassement a entrainé un trop-plein qui n’a pas traversé la route mais l’a suivie jusqu’au ruisseau Sapinière où des maisons ont été inondées. Par la suite, l’eau est descendue par la falaise, où elle a rempli le réservoir pluvial de boue et surchargé le système d’égouts pluviaux pour ensuite éroder les fondations du chemin de fer et finalement inonder les résidences sur la rue Ottawa et Cutting. Le débit étant descendu par la falaise est estimé de 5 à 10 m3/s
par les autorités de la ville mais il est très difficile de le quantifier car il s’est formé plusieurs lacs temporaires et des vagues.
L’analyse hydraulique de cet événement menée par l’Université Laval dans le cadre de ce projet est très utile. En effet, celle-ci montre que, selon les observations réalisées sur le terrain lors de cet événement historique, celui-ci a généré un débit de l’ordre de 39 m3/s en ville
(point d’intérêt S17). A cela, il faut rajouter les 5 à 10 m3/s qui ont débordé par la rue de
Barnston. La simulation hydrologique devrait donc donner un débit de l’ordre de 43 à 48 m3/s
(après atténuation du débit du ruisseau Cloutier) afin d’être en accord avec les observations terrain. Or, la simulation dans le hydrologique ne donne qu’un débit Qmax_S17 de 38,5 m3/s.
Cette différence peut s’expliquer par la forme de la pluie considérée. En effet, en étudiant la figure 2.8, il est possible de remarquer que la pluie est caractérisée par trois phases distinctes : — La phase A, mise en évidence par le rectangle hachuré rouge, correspond à une faible pluie sur une durée relativement courte (7 h). L’intensité moyenne de pluie sur cette phase est de 1,68 mm/h. Compte tenu du fait qu’il s’agissait d’un été particulière-ment sec et qu’il n’y avait pas eu de précipitations depuis plusieurs jours, le sol était particulièrement sec. Cette première pluie a ainsi pu réhumidifier le sol et combler les dépressions créées par l’aridité du climat à cette période ;
— La phase B, mise en évidence par le rectangle hachuré vert, correspond à une pluie d’intensité moyenne sur une durée relativement longue (10 h). L’intensité moyenne de pluie sur cette phase est de 2,35 mm/h. Cette pluie a pu remplir les pores présents dans le sol ainsi que les trous, sachant que cet événement a eu lieu en début d’été donc avec une herbe peu dense, comblant ainsi en partie la capacité d’emmagasinement en eau du sol pour les heures à venir ;
— La phase C, mise en évidence par le rectangle hachuré violet, correspond à une pluie de très forte intensité sur une durée courte (6 h). L’intensité moyenne de cette phase est de 11,88 mm/h, soit plus de 5 fois supérieure à celle de la phase B. Le sol étant certainement partiellement saturé par la pluie ayant eu lieu auparavant, l’eau issue de la pluie n’a pu remplir la capacité d’emmagasinement en eau du sol que faiblement avant de ruisseler, entrainant ainsi un écoulement de 48% du volume d’eau généré par la pluie, se rendant aux cours d’eau du bassin versant avec un temps de concentration inférieur au temps habituel.
0 10 20 30 40 50 0 20 40 60 80 100 Phase A Phase B Phase C Temps (h) (t=0 correspond à 05:00 le 08/06/2015) Pluie cum ulée (mm )
Figure 2.8 – Forme de la pluie C-6
sol (AMC) ne sont pas habituelles par rapport à d’autres événements de pluie. Elles doivent être considérées ici comme hautes, compte tenu du fait qu’il y a eu une pluie considérable avant l’événement de pluie modélisé. Si la capacité d’emmagasinement du sol est modélisée de manière empirique par le paramètre "Initial Abstraction" qui est de 4,67 mm dans le modèle SWMHYMO ; elle l’est également par le paramètre CN ("Curve Number") présenté dans la première partie de ce mémoire. Ici, afin de réaliser la modélisation de cet événement, il est ainsi nécessaire de modifier le type de ce paramètre, dans le modèle étant un type II (conditions de sol normales en Estrie), afin de le faire tendre vers un type III (conditions de sol humide).
Conclusion
L’événement C-6 doit ainsi être considéré comme ayant une récurrence de 69 ans selon JFSA ou de 61 ans selon le NOAA si le débit engendré par celui-ci est égal à 44 m3/s, et de 101 ans
selon JFSA ou de 90 ans selon le NOAA si le débit engendré par celui-ci est égal à 49 m3/s.
Finalement, c’est une récurrence de 80 ans (moyenne des récurrences calculées) qui sera considérée pour cet événement, avec une valeur minimale de 61 ans et une valeur maximale de 101 ans. Cette analyse est cependant hautement subjective et sujette à raffinement selon tout autre élément qui pourrait aider à la caractérisation de cet événement.
2.4.2 Caractérisation de l’événement G-13
Au regard de l’historique des événements pluviaux au sud de la province, le front 6 heures du 26 août 1975, identifié ici par l’événement G-13, serait, de loin, le pire observé entre 1940 et 2018. Dans les faits, ce front a causé des inondations locales au sud du Québec, mais n’a
entrainé que peu de dégâts. Selon les autorités de la ville, lors de cet événement, il n’y eut ni inondations ni dommages, le débit étant resté relativement bas.
Si la station météorologique située à Georgeville donne une intensité de pluie égale à 102 mm sur 6 h, les données de pluies lors de cette journée ainsi qu’une carte de l’événement (MELCC, 2018) donnant les intensités maximales aux 6 h indiquent qu’elle n’était seulement que de 86,6 mm sur 6 h à Coaticook, réduisant ainsi de 16% son intensité. Il convient ainsi de modéliser deux événements distincts afin de prendre en compte cette différence d’intensité ; et l’événement de Coaticook correspond à l’événement G-13b.
En observant les débits donnés dans le tableau 2.7, on remarque que le débit correspondant à cet événement est de 41,2 m3/s, ce qui constitue un débit de forte intensité pour le ruisseau
Pratt et implique des inondations en ville. Cet événement serait en effet d’une récurrence 50 ans.
Conclusion
Il est remarquable que la simulation donne des résultats impliquant une inondation relative-ment importante du centre-ville, tandis que les observations réelles indiquent le contraire. S’il est possible que, depuis 1975, le centre-ville de Coaticook se soit fortement développé et que ce développement ait modifié la capacité maximale d’écoulement du ruisseau Pratt (berges bétonnées afin de réaliser des constructions, installations de ponts sur le ruisseau, construction de bâtiments à des endroits clés, etc.) ; il est plus probable que l’approche déterministe choisie dans ce projet d’une modélisation du ruisseau par un seul modèle trouve ses limites dans ce cas précis, qui peut être considéré comme un faux positif. Il est donc possible de conclure que si le modèle utilisé dans cette étude permet d’avoir une idée de la réalité, de prendre des décisions et de réaliser des conceptions, il n’est pas exempt de tous défauts et il faut s’attendre à des erreurs de modélisation pour certains événements.
2.5
Bilan
Les débits utilisés pour la caractérisation de l’aléa hydrologique du bassin versant du ruisseau Pratt et pour le dimensionnement d’ouvrages hydrauliques seront ainsi basés sur les pluies JFSA. Les pluies 200, 500 et 1 000 ans seront extrapolées par rapport aux résultats trouvés pour les pluies NOAA. Le tableau 2.8 récapitule les débits qui seront utilisés dans la suite de l’étude. Toutes les pluies amenant ces résultats sont données dans l’annexe D.
Table 2.8 – Récapitulatif des débits caractérisant l’aléa et utilisés pour la suite de l’étude
Récurrence (années) 2 5 10 20 25 50 100 200 500 1 000
Chapitre 3
Procédures d’atténuation du débit
3.1
Présentation du chapitre
Ce chapitre répond aux objectifs spécifiques de réaliser une modélisation par informatique des différentes procédures d’atténuation du débit et d’étudier les retombées hydrologiques de tels ouvrages ainsi que leurs différentes caractéristiques afin de les comparer entre eux et de choisir celui qui propose le meilleur compromis en termes d’efficacité et de coût. Il présente en premier lieu les procédures évaluées sur le ruisseau Cloutier, puis celles évaluées sur le ruisseau Pratt amont et détaille enfin plus particulièrement la pré-conception d’un bassin de rétention sur le ruisseau Pratt amont.
3.2
Ruisseau Cloutier
3.2.1 Bassin de rétention
Un bassin de rétention a pour rôle d’étaler la crue sur une plus longue période de temps, ce qui a pour effet de réduire le pic d’intensité et de le déplacer dans le temps. La première procédure conçue a ainsi été la construction d’un tel ouvrage sur la branche Cloutier (St-Amour, 2016). Ce faisant, un emplacement a été retenu, situé juste à l’amont du ponceau de la rue de Barnston ; à l’emplacement du point d’intérêt S14. Cet emplacement est montré à la figure 3.1.
A partir du logiciel ArcMap et des données LIDAR disponibles dans le cadre du projet, il est possible de trouver la relation Élévation-Volume de ce bassin, essentielle afin de réaliser le calcul du débit de sortie de celui-ci. Les valeurs obtenues par l’utilisation d’ArcMap sont détaillées dans le tableau 3.1 et la relation Élévation h (m)-Volume V (m3) est donnée par
l’équation 3.1. Le coefficient de corrélation de cette relation est de R2 = 0,9997.
