Wasserbau: Aktuelle Grundlagen - Neue Entwicklungen

Theodor Strobl · Franz Zunic Wasserbau

Theodor Strobl · Franz Zunic

Wasserbau Aktuelle Grundlagen – Neue Entwicklungen

Mit 382 Abbildungen

123

Prof. Dr.-Ing. Theodor Strobl Dr.-Ing. Franz Zunic Lehrstuhl und Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft Technische Universität München Arcisstr. 21 80333 München [email protected] [email protected]

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ISBN-10 3-540-22300-2 Springer Berlin Heidelberg New York ISBN-13 978-3-540-22300-9 Springer Berlin Heidelberg New York Dieses Werk ist urheberrechtlich geschützt. Die dadurch begründeten Rechte, insbesondere die der Übersetzung, des Nachdrucks, des Vortrags, der Entnahme von Abbildungen und Tabellen, der Funksendung, der Mikroverfilmung oder der Vervielfältigung auf anderen Wegen und der Speicherung in Datenverarbeitungsanlagen, bleiben, auch bei nur auszugsweiser Verwertung, vorbehalten. Eine Vervielfältigung dieses Werkes oder von Teilen dieses Werkes ist auch im Einzelfall nur in den Grenzen der gesetzlichen Bestimmungen des Urheberrechtsgesetzes der Bundesrepublik Deutschland vom 9. September 1965 in der jeweils geltenden Fassung zulässig. Sie ist grundsätzlich vergütungspflichtig. Zuwiderhandlungen unterliegen den Strafbestimmungen des Urheberrechtsgesetzes. Springer ist ein Unternehmen von Springer Science+Business Media springer.de © Springer-Verlag Berlin Heidelberg 2006 Die Wiedergabe von Gebrauchsnamen, Handelsnamen, Warenbezeichnungen usw. in diesem Buch berechtigt auch ohne besondere Kennzeichnung nicht zu der Annahme, dass solche Namen im Sinne der Warenzeichen- und Markenschutz-Gesetzgebung als frei zu betrachten wären und daher von jedermann benutzt werden dürften. Sollte in diesem Werk direkt oder indirekt auf Gesetze, Vorschriften oder Richtlinien (z. B. DIN, VDI, VDE) Bezug genommen oder aus ihnen zitiert worden sein, so kann der Verlag keine Gewähr für die Richtigkeit, Vollständigkeit oder Aktualität übernehmen. Es empfiehlt sich, gegebenenfalls für die eigenen Arbeiten die vollständigen Vorschriften oder Richtlinien in der jeweils gültigen Fassung hinzuzuziehen. Satz: Druckfertige Daten der Autoren Herstellung: LE-TEX, Jelonek, Schmidt & Vöckler GbR, Leipzig Umschlaggestaltung: medionet AG, Berlin Gedruckt auf säurefreiem Papier 68/3100 YL – 5 4 3 2 1 0

Vorwort Liebe Leserin, lieber Leser, Sie halten ein Fachbuch in der Hand, das sich mit aktuellen Aspekten des Wasserbaus beschäftigt. Es ist kein Lehrbuch des Wasserbaus. Davon gibt es bereits viele und es ist nicht nötig, alle Grundlagen des Wasserbaus erneut zu veröffentlichen. Die hydraulischen Beziehungen beispielsweise sind hinlänglich bekannt und haben sich in den zurückliegenden Jahrzehnten nicht verändert. Dies gilt auch für zahlreiche klassische Bauverfahren, die sich in der Vergangenheit bewährt haben und im Wasserbau nach wie vor aktuell sind. Die Absicht dieses Buches liegt in der Darstellung der wichtigsten, in der Praxis am häufigsten benötigten Grundprinzipien des Wasserbaus. Darüber hinaus werden vorwiegend aktuelle Entwicklungen aufgezeigt. Gerade hier findet im Wasserbau weltweit ein stetiger Fortschritt statt. Dies gilt insbesondre für den Talsperrenbau, der sich in einem in dieser Form noch nie da gewesenen, beschleunigten Entwicklungsprozess befindet. Planerische Grundsätze, Berechnungsgrundlagen und Bauformen haben in der Vergangenheit oft über Jahrzehnte hinweg Bestand gehabt. Neue rechtliche Grundlagen (z. B. Europäische Wasserrahmenrichtlinie WRRL, Hochwasserschutzgesetz), neue Baumaterialien (Geotextilien), eine deutlich weiter entwickelte und verbesserte Betontechnologie, aber auch die Klimaänderung und vieles mehr, erfordern und erlauben heute neue Konzepte bei der Planung und Ausführung wasserwirtschaftlicher Projekte. Mobiler Hochwasserschutz, Concrete Faced Rockfill Dam (CFR), Roller Compacted Concrete Dam (RCC), neue Bauformen bei Wehren (Schlauchwehre), sowie Wirtschaftlichkeitsfragen und Öffentlichkeitsauftritt (Internet) sind die neuen Möglichkeiten und Herausforderungen, mit denen sich ein Wasserbauer heute ebenfalls auseinandersetzen muss. Der Wasserbau wird zunehmend zu einem globalen Betätigungsfeld. Der „Blick über den Zaun“ ist daher wichtiger denn je. In einem eigenen Kapitel werden exemplarisch die Aufgaben und Herausforderungen aufgezeigt, denen ein im Ausland tätiger Wasserbauingenieur begegnen wird. Für das Buch wurden auch Unterlagen des Lehrstuhls verwendet, die von den Assistenten erarbeitet wurden. Wir bedanken uns für die Hinweise und Ratschläge, die wir von den Kollegen am Lehrstuhl erhielten. Für Anregungen sind wir sehr aufgeschlossen. Wir werden dieses Buch fortschreiben, um die spannenden Entwicklungen im Wasserbau weiterhin zu verfolgen und zu dokumentieren. München, im September 2006

Theodor Strobl und Franz Zunic

Gliederung

1

Einführung .................................................................................................. 1

2

Planungsgrundlagen .................................................................................. 13

3

Flussbau ...................................................................................................... 81

4

Wehre ....................................................................................................... 125

5

Talsperren ............................................................................................... 175

6

Wasserkraft .............................................................................................. 299

7

Binnenschifffahrt ..................................................................................... 355

8

Hochwasser ............................................................................................. 383

9

Wasserbau im Ausland .......................................................................... 449

10

Sanierung und Modernisierung ............................................................ 485

11

Hydraulische Modelle ............................................................................ 519

12

Rechtliche Aspekte ................................................................................. 549

Glossar ............................................................................................................. 583 Sachverzeichnis ................................................................................................ 591 Bildnachweis...................................................................................................... 603

Inhaltsverzeichnis

1 1.1 1.2 1.3

1.4 1.5 2 2.1

2.2

2.3

2.4

Einführung ..................................................................................................... 1 Wasserkreislauf.............................................................................................. 1 Geschichtliche Entwicklung des Wasserbaus ................................................ 5 Zielsetzungen und Aufgaben der Wasserwirtschaft....................................... 5 1.3.1 Nachhaltige Wasserwirtschaft ............................................................ 8 Vorsorgeprinzip ............................................................................. 9 Verursacherprinzip......................................................................... 9 Kooperationsprinzip....................................................................... 9 Zielsetzung des Buches................................................................................ 10 Literatur ....................................................................................................... 11 Planungsgrundlagen .................................................................................... 13 Darstellung wasserwirtschaftlicher Informationen ...................................... 13 Ganglinie...................................................................................... 14 Dauerlinie..................................................................................... 16 Summenlinie ................................................................................ 17 Füllenlinie .................................................................................... 18 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)...................................................... 21 2.2.1 Niederschlag ..................................................................................... 21 Punktniederschlag ........................................................................ 22 Gebietsniederschlag ..................................................................... 25 2.2.2 Radarmessung................................................................................... 28 2.2.3 Wasserstandsmessung und Abflussermittlung.................................. 28 Messung der Fließgeschwindigkeit.............................................. 32 Abflusskurve ................................................................................ 35 2.2.4 Gewässerkundliche Werte ................................................................ 37 Stammdaten eines Pegels ............................................................. 37 Gewässerkundliche Hauptzahlen ................................................. 39 Hochwasserlängsschnitt ............................................................... 40 Speicherwirtschaft ....................................................................................... 41 2.3.1 Speichergleichung ............................................................................ 42 Speicherinhaltslinie ...................................................................... 42 2.3.2 Speicherbewirtschaftung .................................................................. 43 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)........................................... 44

VIII

2.5

2.6

2.7 3 3.1 3.2

3.3

3.4 3.5

Inhaltsverzeichnis 2.4.1 Kleine Einzugsgebiete ...................................................................... 45 2.4.2 Mittlere Einzugsgebiete.................................................................... 47 Gebietsniederschlag und Gebietsrückhalt .................................... 48 Koaxialdiagramm......................................................................... 49 SCS-Verfahren ............................................................................. 49 Abtrennung des Basisabflusses .................................................... 55 Das Verfahren der Einheitsganglinien (UH-Konzept) ................. 56 Bestimmung von Einheitsganglinien ........................................... 60 Analyse und Abschätzung von Hochwassern .............................................. 67 2.5.1 Jährlichkeit von Hochwassern .......................................................... 67 2.5.2 Plotting Positions.............................................................................. 69 2.5.3 Statistische Wahrscheinlichkeitsverteilungen................................... 70 Bestimmung eines T-jährlichen Abflusses................................... 73 Simulationsverfahren in der Wasserwirtschaft ............................................ 75 2.6.1 Abflussgenerierung........................................................................... 76 Autoregressive Modelle ............................................................... 77 Literatur ....................................................................................................... 78 Flussbau ........................................................................................................ 81 Zielsetzungen und Aufgaben des Flussbaus ................................................ 81 Systematik der Fließgewässer...................................................................... 83 3.2.1 Abflussregime................................................................................... 85 3.2.2 Flusslauf im Grundriss...................................................................... 86 3.2.3 Gewässereinteilung........................................................................... 90 Hydraulische Berechnungen ........................................................................ 91 3.3.1 Fließformeln ..................................................................................... 91 3.3.2 Grundlagen des Feststofftransportes................................................. 96 Sohlschubspannung...................................................................... 98 3.3.3 Beginn des Feststofftransports........................................................ 101 Konzept der kritischen Geschwindigkeit ................................... 102 Konzept der kritischen Schleppspannung .................................. 103 Ermittlung des Geschiebetriebes und der Geschiebefracht........................ 105 Flussbauliche Maßnahmen......................................................................... 109 3.5.1 Sicherung gegen Seitenerosion....................................................... 109 Buhnen ....................................................................................... 113 Sporne ........................................................................................ 116 3.5.2 Sicherung gegen Tiefenerosion ...................................................... 117 Sohlschwellen ............................................................................ 117 Sohlrampen ................................................................................ 118 Geschiebezugabe und Stauraumspülung .................................... 120 Sohlpflasterung und offene Deckwerke ..................................... 120 3.5.3 Wiederherstellung der ökologischen Durchgängigkeit................... 121 3.5.4 Rückbau und eigendynamische Entwicklung ................................. 122

Inhaltsverzeichnis 3.6 4 4.1

4.2

4.3

4.4 4.5

4.6

4.7

IX

Literatur ..................................................................................................... 123 Wehre.......................................................................................................... 125 Flusssperren (Staustufen)........................................................................... 127 4.1.1 Aufgaben von Flusssperren ............................................................ 127 4.1.2 Klassifizierung von Staustufen ....................................................... 128 4.1.3 Gestaltung und hydraulische Durchbildung ................................... 130 4.1.4 Anordnung der Bauwerke im Fluss ................................................ 131 Feste Wehre ............................................................................................... 133 4.2.1 Bestandteile eines festen Wehres.................................................... 133 Grunddreieck.............................................................................. 134 Überlaufprofil............................................................................. 135 WES-Profil................................................................................. 136 4.2.2 Sonderformen der festen Wehre ..................................................... 137 Bewegliche Wehre..................................................................................... 139 4.3.1 Steuerung der beweglichen Wehre ................................................. 140 (n-1)-Bedingung......................................................................... 141 Ausnahmen von der (n-1)-Bedingung........................................ 142 4.3.2 Einteilung der beweglichen Wehre................................................. 143 4.3.3 Hubverschlüsse............................................................................... 144 Dammbalkenwehr ...................................................................... 144 Nadelwehr .................................................................................. 145 Schützenwehr ............................................................................. 145 Schütz mit Aufsatzklappe .......................................................... 145 Hakendoppelschütz .................................................................... 146 4.3.4 Drehverschlüsse.............................................................................. 147 Segmentwehr.............................................................................. 147 Drucksegment ............................................................................ 147 Zugsegment................................................................................ 150 Klappenwehr .............................................................................. 152 Sektorwehr ................................................................................. 157 4.3.5 Schlauchwehre................................................................................ 158 Kombinierte Wehre.................................................................................... 160 4.4.1 Staubalkenwehr .............................................................................. 161 Tosbecken .................................................................................................. 162 4.5.1 Tosbeckenbemessung ..................................................................... 163 4.5.2 Kolkschutz...................................................................................... 165 Wehrwangen und Pfeiler............................................................................ 165 4.6.1 Wehrwange..................................................................................... 166 4.6.2 Wehrpfeiler..................................................................................... 169 4.6.3 Trennpfeiler .................................................................................... 169 Nebenanlagen an Wehren .......................................................................... 170 4.7.1 Grundablass und Kiesschleuse ....................................................... 170 4.7.2 Floß- und Bootsgassen.................................................................... 170

X

4.8 4.9 5 5.1

5.2

5.3

5.4

Inhaltsverzeichnis 4.7.3 Fischpassagen ................................................................................. 171 Fischaufstiegshilfen ................................................................... 171 Fischabstiegshilfen..................................................................... 172 Modernisierung und Sanierung von Wehranlagen..................................... 172 Literatur ..................................................................................................... 173 Talsperren .................................................................................................. 175 Einführung ................................................................................................. 176 5.1.1 Aufgaben und Auswirkungen von Talsperren ................................ 176 5.1.2 Trinkwassertalsperren..................................................................... 178 5.1.3 Hochwasserrückhaltebecken........................................................... 179 5.1.4 Vorsperren ...................................................................................... 179 5.1.5 Wichtige Begriffe und Normen ...................................................... 180 Topografie und Geologie ........................................................................... 183 5.2.1 Wahl des Sperrentyps ..................................................................... 184 5.2.2 Flussumleitung ............................................................................... 188 Staudämme ................................................................................................ 192 5.3.1 Einteilung der Staudämme.............................................................. 193 Homogene Dämme .................................................................... 195 Zonendämme.............................................................................. 196 5.3.2 Dammbaustoffe .............................................................................. 197 5.3.3 Böschung ........................................................................................ 199 5.3.4 Ausbildung der Krone .................................................................... 201 5.3.5 Übergangs-, Dränage- und Filterschichten ..................................... 202 Nachweis der Filterstabilität ...................................................... 204 5.3.6 Abdichtung von Dämmen............................................................... 205 Innen liegende Dichtung aus natürlichem Material.................... 205 Innen liegende Dichtung aus Asphaltbeton................................ 207 Außen liegende Dichtung aus Asphaltbeton .............................. 208 5.3.7 Pumpspeicherbecken ...................................................................... 209 5.3.8 Concrete Faced Rockfill Dams (CFRD)......................................... 211 5.3.9 Gründung von Dämmen ................................................................. 214 5.3.10 Kontrollgänge bei Staudämmen ..................................................... 215 5.3.11 Standsicherheitsnachweise ............................................................. 217 Nachweis der Setzungen ............................................................ 219 Gleitsicherheitsnachweis............................................................ 221 5.3.12 Beispiel: Talsperre Brombachspeicher ........................................... 222 Lageplan..................................................................................... 225 Querschnitt................................................................................. 226 Längsschnitt ............................................................................... 227 Staumauern ................................................................................................ 228 5.4.1 Wahl des Staumauertyps ................................................................ 231 5.4.2 Gewichtsstaumauer......................................................................... 233 5.4.3 Walzbeton-Gewichtsmauern (RCC-Mauern) ................................. 237

Inhaltsverzeichnis

5.5

5.6

5.7

5.8 6 6.1

6.2 6.3

XI

5.4.4 Überwachung der Hydratationswärme bei Massenbeton................ 241 5.4.5 Bogenstaumauer ............................................................................. 243 Zylindermauer............................................................................ 245 Gleichwinkelmauer .................................................................... 247 Doppelt gekrümmte Bogenstaumauer ........................................ 248 5.4.6 Pfeilerstaumauer ............................................................................. 248 5.4.7 Thermische Beanspruchung von Staumauern................................. 250 Temperaturverlauf in einer Gewichtsstaumauer ........................ 251 Maßnahmen zur Reduzierung der Frischbetontemperatur ......... 253 Untergrundabdichtung ............................................................................... 254 5.5.1 Bestimmung der Durchlässigkeit von Lockerböden....................... 255 5.5.2 Bestimmung der Wasserdurchlässigkeit bei Fels ........................... 255 5.5.3 Abdichtung von Fels....................................................................... 257 Zementinjektion ......................................................................... 258 5.5.4 Abdichtung von Lockerböden ........................................................ 262 Schmalwand ............................................................................... 262 Schlitzwand................................................................................ 265 Richtpreise für Dichtungswände ................................................ 267 Mess- und Kontrolleinrichtungen bei Talsperren....................................... 267 5.6.1 Messgeräte zur Bauwerksüberwachung.......................................... 267 Lagekontrolle ............................................................................. 268 Sickerwasserkontrolle ................................................................ 270 Grundwasserpegel...................................................................... 272 Felspiezometer ........................................................................... 272 Betriebseinrichtungen ................................................................................ 273 5.7.1 Entnahmeanlagen ........................................................................... 274 5.7.2 Verschlüsse und Armaturen............................................................ 277 Revisionsverschluss ................................................................... 277 Absperrverschlüsse .................................................................... 278 Regelverschlüsse........................................................................ 279 5.7.3 Entlastungsanlagen ......................................................................... 281 Entlastungsanlagen an Staudämmen .......................................... 283 Entlastungsanlagen an Staumauern............................................ 287 5.7.4 Energieumwandlungsanlagen bei Talsperren ................................. 290 Treppenschussrinne (stepped spillway)...................................... 291 Räumliches Tosbecken............................................................... 293 Literatur ..................................................................................................... 294 Wasserkraft ................................................................................................ 299 Ausbauleistung und Energieermittlung...................................................... 303 6.1.1 Leistungsplan.................................................................................. 305 6.1.2 Tagesgang des Strombedarfs .......................................................... 306 Einteilung der Wasserkraftanlagen ............................................................ 308 Niederdruckanlagen ................................................................................... 310

XII

Inhaltsverzeichnis 6.3.1 6.3.2 6.3.3 6.3.4

Flusskraftwerke .............................................................................. 310 Anordnung im Fluss ....................................................................... 310 Ausleitungskraftwerk...................................................................... 313 Gestaltung des Kraftwerkes im Längsschnitt und Aufriss.............. 313 Saugrohr..................................................................................... 314 6.4 Hochdruckanlagen ..................................................................................... 318 6.5 Pumpspeicherwerke ................................................................................... 318 6.6 Wasserschloss ............................................................................................ 320 6.7 Turbine und Generator............................................................................... 323 6.7.1 Überdruckturbinen.......................................................................... 324 Francisturbine............................................................................. 324 Kaplanturbine............................................................................. 327 Rohrturbine ................................................................................ 330 Weiterentwicklungen der Rohrturbine ....................................... 332 6.7.2 Gleichdruckturbinen ....................................................................... 337 Peltonturbine .............................................................................. 338 Durchströmturbinen ................................................................... 339 6.8 Kavitation an Turbinenschaufeln ............................................................... 341 6.9 Ökologie und Wasserkraft ......................................................................... 344 6.9.1 Mindestwasserabfluss (Restwasserproblematik) ............................ 345 MEFI-Modell ............................................................................. 345 6.9.2 Fischpässe....................................................................................... 349 6.9.3 Restwasserkraftwerke..................................................................... 352 6.10 Literatur ..................................................................................................... 353 7 7.1 7.2 7.3

7.4 7.5

7.6 7.7

Binnenschifffahrt ....................................................................................... 355 Bedeutung der Binnenschifffahrt ............................................................... 355 Binnenschiff............................................................................................... 357 Verkehrswasserbau .................................................................................... 362 7.3.1 Schifffahrtswege in Flüssen............................................................ 362 7.3.2 Schifffahrtskanäle........................................................................... 367 Regelprofile und Abmessungen ................................................. 367 Auskleidung ............................................................................... 368 7.3.3 Schleusen........................................................................................ 370 Kammerschleuse ........................................................................ 371 Sparschleuse............................................................................... 372 7.3.4 Schiffshebewerke ........................................................................... 374 Wichtige Schifffahrtskanäle in Deutschland.............................................. 377 Binnenhäfen............................................................................................... 378 7.5.1 Häfen an Flüssen ............................................................................ 379 7.5.2 Häfen an Kanälen ........................................................................... 379 Freizeitnutzung an Binnenschifffahrtsstraßen............................................ 381 Literatur ..................................................................................................... 381

Inhaltsverzeichnis 8 8.1

8.2

8.3

8.4

8.5

XIII

Hochwasser................................................................................................. 383 Ursachen und Entstehung von Hochwassern ............................................. 383 8.1.1 Klimawandel................................................................................... 385 Historische Einordnung des globalen Klimawandels................. 385 Klimamodelle............................................................................. 386 Konsequenzen für die Wasserwirtschaft .................................... 387 8.1.2 Eingriffe des Menschen .................................................................. 389 Flussbegradigungen und Eindeichung ....................................... 389 Versiegelung .............................................................................. 390 Nutzung von Überschwemmungsgebieten................................. 391 Auswirkung von Hochwassern .................................................................. 392 8.2.1 Überschwemmungen ...................................................................... 392 8.2.2 Feststofftransport............................................................................ 393 Methodische Werkzeuge beim Hochwasserschutz .................................... 396 8.3.1 Meldestufen .................................................................................... 396 8.3.2 Luftbilder und Luftbildkarten ......................................................... 397 8.3.3 Niederschlag-Abfluss-Modelle....................................................... 398 Bemessungsganglinien kleiner Gebiete...................................... 399 Maßgebender Niederschlag........................................................ 400 Abschätzung der maßgebenden Abflussganglinie...................... 400 Maßnahmen zum Hochwasserschutz ......................................................... 401 8.4.1 Hochwasservorsorge....................................................................... 402 Flächenvorsorge ......................................................................... 403 Bauvorsorge ............................................................................... 407 Hochwasservorhersage............................................................... 407 Information und Organisation .................................................... 408 Verhaltensvorsorge .................................................................... 411 Risikovorsorge (Versicherungen) .............................................. 411 8.4.2 Natürlicher Wasserrückhalt ............................................................ 413 Deichrückverlegung ................................................................... 414 Reaktivierung von Überflutungsflächen .................................... 414 8.4.3 Technische Maßnahmen ................................................................. 416 Hochwasserrückhaltebecken ...................................................... 416 Flutpolder................................................................................... 419 Steigerung der Abflussleistung .................................................. 423 Wildbachverbau ......................................................................... 424 Schwemmholzrückhalt an Wildbächen ...................................... 425 Gerinneentlastung ...................................................................... 429 Hochwasserschutzdeiche............................................................ 430 Feststehende Hochwasserschutzwände ...................................... 438 Mobile Hochwasserschutzkonstruktionen.................................. 440 Objektschutz............................................................................... 443 Literatur ..................................................................................................... 444

XIV 9 9.1 9.2

Inhaltsverzeichnis

Wasserbau im Ausland.............................................................................. 449

9.5

Hochwasserrückhaltedamm (Vereinigte Arabische Emirate) .................... 452 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman............. 455 9.2.1 Prinzip der Grundwasseranreicherung............................................ 456 9.2.2 Dimensionierung der Hochwasserentlastung.................................. 460 9.2.3 Erosionsschäden im Tosbeckennachlauf ........................................ 463 9.2.4 Untergrundabdichtung mit einem „slurry trench“ .......................... 464 9.2.5 Kerndichtung als Erdbetonwand..................................................... 465 BOT- Projekt der Talsperre Birecik am Euphrat ....................................... 468 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia ................................................ 470 9.4.1 Hochwasserentlastung .................................................................... 471 9.4.2 Geologische Besonderheiten und deren Einfluss auf die Bauausführung................................................................................ 472 Einfluss der Geologie auf den Stollenvortrieb ........................... 473 Einfluss der Geologie auf die Untergrundabdichtung ................ 473 9.4.3 Ausführungskontrolle beim Stollenvortrieb ................................... 474 9.4.4 Messergebnisse beim Einstau ......................................................... 477 9.4.5 Besonderheiten beim Herstellen des Injektionsschleiers ................ 478 9.4.6 Besonderheiten bei der Dammschüttung ........................................ 480 Literatur ..................................................................................................... 481

10

Sanierung und Modernisierung.............................................................. 485

9.3 9.4

10.1 Aufgaben von Sanierung und Modernisierung .......................................... 486 10.1.1 Erhebung von Schwachstellen........................................................ 487 10.1.2 Wahl der Sanierungs- und Modernisierungsmaßnahmen ............... 488 10.2 Betoninstandsetzung .................................................................................. 488 10.2.1 Betonsanierung bei Kavitationsschäden ......................................... 491 Zerstörung von Beton durch Kavitationserosion........................ 492 Erhöhung der Erosionsbeständigkeit des Betons ....................... 493 Sanierung der Wehranlage Tacherting an der Alz ..................... 494 10.3 Anpassung an geänderte Bemessungsgrößen............................................. 497 10.3.1 Ertüchtigung von Wehrfeldern ....................................................... 497 10.3.2 Ertüchtigung von Tosbecken .......................................................... 498 10.4 Kanalauskleidung....................................................................................... 500 Zogno, Italien ............................................................................. 501 Senhora do Porto, Portugal ........................................................ 502 Isarkanal, Deutschland ............................................................... 504 Alzkanal, Deutschland ............................................................... 505 10.4.1 Faseroptische Temperaturmessung mittels Glasfaserkabel ............ 507 Messprinzip................................................................................ 507 Einsatzgebiete ............................................................................ 507 10.5 Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren.............................................. 508 10.5.1 Grundsätzliche Möglichkeiten der Erhöhung von Talsperren ....... 510

Inhaltsverzeichnis

XV

Erhöhung von Staudämmen ....................................................... 511 10.5.2 Erhöhung der Grimsel-Talsperre, Schweiz..................................... 513 10.6 Literatur ..................................................................................................... 517 11

Hydraulische Modelle.............................................................................. 519

11.1 Physikalische Modelle ............................................................................... 520 11.1.1 Ähnlichkeit von Modell und Natur................................................. 520 Übertragungsmaßstäbe............................................................... 521 11.1.2 Modellgesetze................................................................................. 522 Froudesches Modellgesetz ......................................................... 523 11.2 Analogiemodelle........................................................................................ 527 11.2.1 Anwendungsgrenzen physikalischer Modelle ................................ 528 11.2.2 Auswertung und Visualisierung von Modellergebnissen ............... 528 Laser-Doppler-Anemometer (LDA) .......................................... 529 Particle Image Velocimeter (PIV).............................................. 529 Modelle mit Tracern................................................................... 531 11.2.3 Beispiele für physikalische Modelle............................................... 531 11.3 Numerische Modelle.................................................................................. 534 11.3.1 Wasserablaufmodelle...................................................................... 536 Grundlagen der Modellierung von Oberflächengewässern ........ 536 1d-Strömungsmodelle ................................................................ 537 2d-Strömungsmodelle ................................................................ 538 3d-Strömungsmodelle ................................................................ 540 11.3.2 Verifikation, Kalibrierung, Validierung ......................................... 540 11.4 Hybridmodelle ........................................................................................... 543 Die Zukunft hybrider Modellierung........................................... 545 11.4.1 Anmerkungen zu numerischen Modellen ....................................... 546 11.5 Literatur ..................................................................................................... 547 12

Rechtliche Aspekte................................................................................... 549

12.1 Geschichte des Wasserrechts ..................................................................... 549 Frühe Entwicklungen ................................................................. 549 Entwicklung in der Neuzeit........................................................ 550 12.2 Grenzüberschreitende Gewässer ................................................................ 551 Internationales Wasserrecht ....................................................... 551 Bilaterale Abkommen ................................................................ 552 12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL).................................... 553 12.3.1 Gewässerschutz in Europa.............................................................. 553 12.3.2 Ziele der WRRL ............................................................................. 554 12.3.3 Neue Ansätze für die Gewässerbewirtschaftung ............................ 556 12.3.4 Legislative Umsetzung in Deutschland .......................................... 556 12.3.5 Flussgebietsbezogene Gewässerbewirtschaftung ........................... 557 12.3.6 Planungsschritte.............................................................................. 559

XVI

12.4

12.5

12.6

12.7 12.8

12.9

Inhaltsverzeichnis Zeitliche Umsetzung der Wasserrahmenrichtlinie ..................... 559 Bestandsaufnahme ..................................................................... 559 Überwachungsprogramme (Monitoring).................................... 562 Bewirtschaftungsplan und Maßnahmenprogramme................... 562 12.3.7 Einbindung der Öffentlichkeit ........................................................ 563 12.3.8 Konsequenzen für die Wasserwirtschaft......................................... 564 Praktische Umsetzung der WRRL bei der Neuplanung ............. 564 Verbesserungsmaßnahmen an oberirdischen Gewässern ........... 565 Übergangssituation bis 2009 ...................................................... 566 Das Wasserhaushaltsgesetz (WHG)........................................................... 566 Erlaubnis und Bewilligung (§§ 7, 8) .......................................... 567 Unterhalt von Gewässern (§ 28)................................................. 567 Ausbau von Gewässern (§ 31) ................................................... 567 Hochwasserschutz (§ 31) ........................................................... 567 Das Raumordnungsgesetz (ROG).............................................................. 569 12.5.1 Landesplanungsgesetze und Landesentwicklungsprogramme........ 569 Regionale Raumordnungsplanung ............................................. 570 Das Bundesnaturschutzgesetz (BNatSchG) ............................................... 570 Eingriffsregelung (§§ 18, 19) ..................................................... 571 Landschaftspflegerischer Begleitplan ........................................ 571 Gesetz über die Umweltverträglichkeitsprüfung (UVPG) ......................... 572 Genehmigungs- und Prüfverfahren............................................................ 572 Beteiligung der Öffentlichkeit und der Träger öffentlicher Belange ...................................................................................... 573 12.8.1 Das Raumordnungsverfahren (ROV) ............................................. 575 12.8.2 Die Umweltverträglichkeitsprüfung (UVP).................................... 576 12.8.3 Das Planfeststellungsverfahren (PFV)............................................ 579 Literatur ..................................................................................................... 581

Glossar ............................................................................................................... 583 Sachverzeichnis ................................................................................................. 591 Bildnachweis...................................................................................................... 603

1

Einführung

Die Kulturgeschichte der Menschheit wurde vom Wasserbau mitgeprägt. Flusskorrektionen und Kanalbauten sind beispielsweise auf dem Peloponnes ca. 2000 v. Chr. am Fluss Lakissa zum Hochwasserschutz der Stadt Tiryns durchgeführt worden. Die hängenden Gärten von Babylon sollen schon 600 v. Chr. mit Schöpfrädern bewässert worden sein. Der griechische Naturphilosoph Thales von Milet (600 v. Chr.) nahm als Seinsgrund des Kosmos das Wasser an. Wasser war für ihn der Ursprung aller Dinge aus dem alles entspringt und in das alles wieder zurückfließt. Nach seiner Auffassung verdient daher Wasser einen besonderen Schutz. Mehr als zweieinhalb Jahrtausende später, am 23.10.2000, erließ die Europäische Union eine Wasserrahmenrichtlinie, in deren Präambel Wasser als „ererbtes Gut, das geschützt, verteidigt und entsprechend behandelt werden muss“ bezeichnet wird. Heute wird Wasser in einer Zeit zunehmender Verteilungskämpfe aber auch zu einem strategischen Gut und könnte in einigen Regionen der Erde zur Frage von Krieg und Frieden werden. Es ist offensichtlich, dass Bevölkerungswachstum und der Umgang mit Wasser die zentralen globalen Herausforderungen des 21. Jahrhunderts sind.

1.1 Wasserkreislauf Durch die Wärmestrahlung der Sonne verdunstet Wasser über dem Meer und dem Festland, wird als Wasserdampf vom Wind verfrachtet und fällt hauptsächlich als Regen und Schnee wieder auf die Erde. Weil über dem Meer etwas weniger Wasser niederschlägt als verdunstet, ist die Bilanz über dem Festland positiv; hier verdunstet weniger als wieder herabfällt. Der Überschuss nährt die Landoberfläche und speist die Grundwasservorkommen, die Gletscher und Schneefelder, Bäche, Flüsse und Seen. An diesem hydrologischen Wasserkreislauf (Abb. 1.1) sind jährlich rund 500.000 km3 Wasser beteiligt. Davon befinden sich ständig etwa 13.000 km3 Wasser in der Atmosphäre (Tabelle 1.1). Dies bedeutet einen Wasseraustausch des in der

2

1

Einführung

Lufthülle der Erde gespeicherten Wassers rund 38-mal im Jahr bzw. alle neun bis zehn Tage infolge der zugeführten Sonnenenergie*.

Abb. 1.1

Der Wasserkreislauf und seine Komponenten

Für den Menschen ist insbesondere derjenige Anteil des Wasserkreislaufs von Bedeutung, der über Landflächen niedergeht. Dort verdunstet Wasser von der Erdoberfläche (Evaporation) oder von der Oberfläche von Pflanzen (Transpiration). Beide Vorgänge werden unter dem Begriff Evapotranspiration zusammengefasst. Ein Teil des Niederschlagswassers versickert in den Boden (Infiltration) oder in tiefere Schichten (Perkolation), wo er das Grundwasser speist. Ein weiterer Teil fließt in ober- und unterirdischen Wasserläufen den Bächen und Flüssen und schließlich dem Meer zu (Oberflächenabfluss, Zwischenabfluss, Grundwasserabfluss). Zudem wird Wasser auf der Erdoberfläche gespeichert, z. B. in stehenden Gewässern oder an der Oberfläche von Pflanzen (Interzeption).

*

Welch enorme Energiemenge für den Wasserkreislauf zur Verfügung steht, wird deutlich, wenn man sie mit dem Energieverbrauch der Menschheit vergleicht. Der Primärenergieverbrauch des Menschen beträgt gegenwärtig etwa ein Dreitausendstel der Energie, welche die Sonne unserem Planeten ständig zuführt und damit den Wasserkreislauf antreibt.

1.1 Wasserkreislauf

3

Tabelle 1.1 Verteilung der globalen Wasservorräte 3

Weltmeere Polareis und Gletscher Grundwasser Seen und Flüsse Atmosphäre Summe:

[km ]

[%]

1.348.000.000

97,4

27.820.000

2,0

8.062.000

0,6

225.000

0,02

13.000

0,001

1.348.120.000

100,0

Das gesamte Süßwasser macht nur etwa 2,6 % der gesamten Wasservorräte der Erde aus, wobei der größte Anteil davon (rund 77 %) im Polareis und in Gletschern gespeichert ist und daher dem Menschen nicht unmittelbar zur Verfügung steht (Tabelle 1.2). Auch das Grundwasser in großen Tiefen (12 %) ist nur mit hohem technischem Aufwand nutzbar. Häufig handelt es sich um fossiles oder um juveniles Grundwasser, das sich über geologische Zeiträume in den Poren von tieferen Aquiferen angesammelt hat. Aufgrund der langen Verweilzeiten hat das Wasser viele Mineralien gelöst, so dass es als Trinkwasser nicht ohne weiteres geeignet ist. Diese Grundwasserkörper haben sich in erdgeschichtlicher Zeit gebildet und sind daher nicht erneuerbar. Die Bewirtschaftung der knappen Süßwasservorräte gehört zu den fundamentalen und ältesten Aufgaben der Menschheit. Jahrtausende alte Wasserbauwerke zeugen vom Streben früher Kulturen, das verfügbare Wasserdargebot effektiv zu nutzen. Alte Brunnen, Umleitungskanäle, Zisternen und Speicherbecken belegen eindrucksvoll, wie unsere Vorfahren versucht haben, ausreichend Wasser für die Bevölkerung, deren Nutztiere und für die Landwirtschaft bereitzustellen [1.2, 1.3, 1.4, 1.6]. Die verantwortungsvolle Bewirtschaftung von Wasser spielt naturgemäß in den ariden Gebieten unseres Globus eine besonders wichtige Rolle. Die Tatsache, dass in diesen trockenen, wüstenhaften Klimazonen die jährliche Verdunstung größer als die Niederschlagsmenge ist, zwingt zu gewissenhaftem Umgang mit den verfügbaren Ressourcen. Aufgrund des starken Bevölkerungswachstums, besonders in Afrika und dem Nahen und Mittleren Osten, lebt heute etwa ein Fünftel der Weltbevölkerung in Gegenden, in denen extreme Wasserknappheit herrscht und damit häufig nicht einmal ausreichend Trinkwasser zur Verfügung steht.

4

1

Einführung

Die Verteilung der globalen Süßwasservorkommen zeigt Tabelle 1.2. Die hydrologische Jahresbilanz in Deutschland stellt sich im langjährigen Durchschnitt wie in Tabelle 1.3 zusammengestellt dar. Tabelle 1.2 Verteilung des Süßwassers [%] Polareis und Gletscher

77

Grundwasser (in 0 - 800 m Tiefe)

10

Grundwasser (in 800 - 4000 m Tiefe)

12 0,35

Seen

0,003

Flüsse

0,17

Bodenfeuchte

0,003

Vegetation

0,04

Atmosphäre

Basis

Tabelle 1.3 Hydrologische Jahresbilanz der Bundesrepublik Deutschland (gemittelte Werte in [mm] ) gesamter Niederschlag

776

Zufluss von Oberliegern

199

Summe

975

Verluste

gesamte Verdunstung davon

328

Bodenverdunstung und Interzeption

114

oberirdischer Abfluss zum Meer

494

Summe

975 Industrie

Verbraucher

481

Transpiration

Anteile

Haushalte Grubenwasser Landwirtschaft

davon Summe

Oberflächenwasser Grundwasser

114 16 8 6 126 18 144

1.3 Zielsetzungen und Aufgaben der Wasserwirtschaft

5

1.2 Geschichtliche Entwicklung des Wasserbaus Mit der Sesshaftigkeit des Menschen stellte sich auch die Frage einer dauerhaften Wasserversorgung. Da eine ausreichende Versorgung durch Niederschläge und Abflüsse in den Bächen und Flüssen nicht zuverlässig erfolgte, musste Wasser, das nicht täglich zur Verfügung stand, gespeichert werden, um das Angebot der Nachfrage nach Wasser anzupassen. Dies war – vor mehr als 7000 Jahren – die Geburtsstunde des Wasserbaus. Der Wasserbau zählt damit zu den ältesten Ingenieurwissenschaften. Tabelle 1.4 zeigt einige herausragende Wasserbauten im Lauf unserer Geschichte auf und nennt wichtige wasserbauliche Entwicklungen.

1.3 Zielsetzungen und Aufgaben der Wasserwirtschaft Dieses Buch beschäftigt sich fast ausschließlich mit Fragen des konstruktiven Wasserbaus. Planerische Grundlagen werden nur in einem kurzen Überblick in Kapitel 2 „Planungsgrundlagen“ dargestellt. Daher soll an dieser Stelle zunächst die Zielsetzung und der Aufgabenbereich der Wasserwirtschaft kurz umrissen und das wichtige Zusammenspiel zwischen Wasserwirtschaft und Wasserbau aufgezeigt werden. Ziel aller wasserwirtschaftlichen Planungen und wasserbaulicher Maßnahmen ist es, das natürliche Wasserdargebot durch zeitliche und örtliche Umverteilung mit den Bedürfnissen des Menschen in Übereinstimmung zu bringen. Dazu gehört auch die Erhaltung bzw. Wiederherstellung oder Verbesserung der Wasserqualität. Wasserwirtschaft kann somit definiert werden als die zielbewusste Ordnung aller menschlichen Einwirkungen auf den Wasserhaushalt. Daraus lassen sich folgende Aufgaben einer nachhaltigen Wasserwirtschaft ableiten:

– Schutz des Wassers als Bestandteil des Naturhaushaltes und als Lebensraum für Mensch, Tier und Pflanze, – Schaffung von Möglichkeiten zur verantwortungsvollen Nutzung des Wassers durch den Menschen, – Schutz vor den Gefahren des Wassers.

6

1

Einführung

Tabelle 1.4 Wichtige Entwicklungen im Wasserbau Zeit

v. Chr.

~ 5000

Haus- und Brauchwasserversorgung (Fischerei, Transport, Erholung)

~ 3200

Talsperre Jawa (Jordanien) zur Trinkwasserspeicherung

~ 2600

Bau der Talsperre Sadd-el-Kafara in Ägypten für den Hochwasserschutz

~ 2400

Schifffahrtskanal am 1. Nilkatarakt

1055

Abwasserleitungen in Jerusalem

427 - 347

Platon: Wasserkreislauf, Erosion, Sedimentation

287 - 212

Archimedes: Grundlagen der Hydrostatik Auftrieb und Stabilität von Schwimmkörpern

134 104 - 102 ~ 100 10

Aquädukt mit einer Druckleitung aus Bleirohren in Alatri, Italien Rhone-Marseille-Kanal (Fossa Marina) Wasserkraftnutzung zum Betrieb von Mühlen Kanäle und Deiche in Holland n. Chr.

60

Versuch eines Durchstichs der Landenge von Korinth durch Kaiser Nero

783

Karl der Große versucht den Bau eines Kanals zwischen Rhein- und Donaugebiet (Fossa Carolina)

1100 - 1200 Bau von Deichen und Entwässerungsanlagen an Oder und Weichsel 1325

Bau der ersten Kammerschleuse in Deutschland

~1450

Einführung von Wasserrohren aus Gusseisen in Deutschland und England

1564 - 1642 Galileo Galilei: Kraftwirkung in strömenden Flüssigkeiten 1577 - 1644 Benedetto Castelli: Abflussbestimmung und Kontinuität 1642 - 1727 Isaac Newton: Bewegungssätze 1650

Erste Wildbachverbauung in Tirol

1660

Erste Wasserklosetts in Frankreich und England

1700 - 1782 Daniel Bernoulli: Energieerhaltungssatz 1784 - 1833 Errichtung des Rhein-Rhone-Kanals 1830 - 1890 Ausbau der Donau 1836

Baubeginn für einen Kanal zwischen Main und Donau (Ludwig-Main-Donau-Kanal)

1.3 Zielsetzungen und Aufgaben der Wasserwirtschaft

7

Fortsetzung von Tabelle 1.4: 1859 - 1869 Bau des Suez-Kanals 1873 1891 1895 1898 - 1902

Nutzung von elektrischem Strom aus Wasserkraft (Beleuchtung Schloss Linderhof, Bayern) Inbetriebnahme der ersten deutschen Trinkwassertalsperre bei Remscheid Erstes Klärbecken in Deutschland in Frankfurt am Main Bau der Assuan-Staumauer (Höhe = 21,5 m, Speichervolumen 1 Mrd. m³)

1904 - 1914 Bau des Panamakanals 1914

Schiffshebewerk Niederfinow dem Verkehr übergeben

1924

Walchensee-Kraftwerk in Betrieb genommen

1931 - 1936 Bau des Hoover Dam am Colorado (Nevada / Arizona) 1960 - 1970 1962

Bau des Assuan-Hochdammes (Höhe = 110 m, Speichervolumen 164 Mrd. m³) Fertigstellung der Talsperre Grande Dixence, Schweiz (Höhe = 285m)

Dieses Aufgabenspektrum lässt sich in die zwei grundsätzlich verschiedenen Hauptbereiche der Wassergütewirtschaft und der Wassermengenwirtschaft unterteilen (Abb. 1.2). Während erstere sich um den Qualitätsanspruch an das Wasser kümmert (Erhalt, Wiederherstellung, Verbesserung der Qualität), spielen bei der Wassermengenwirtschaft Qualitätsaspekte nur eine untergeordnete Rolle. Hier geht es fast ausschließlich um Fragen der örtlichen und zeitlichen Umverteilung des Wasserdargebotes in seiner mengenmäßigen Verfügbarkeit. Dazu gehören die Speicherung und Vorratshaltung in Talsperren (z. B. Trinkwassertalsperren), die Erschließung natürlicher Vorkommen (Grundwasser, Oberflächenwasser, Gletscher) und die effektive Nutzung dieser Vorkommen (z. B. durch Grundwasseranreicherung). Auch die Nutzung des Wassers durch Wasserkraftanlagen, Schifffahrt und für Zwecke der Bewässerung spielt weltweit eine zunehmende Rolle. Der Wasserbau, als konstruktive Fachdisziplin, beinhaltet hierbei die Planung und Durchführung von Projektelementen (d. h. wasserbauliche Konstruktionen und Anlagen) wasserwirtschaftlicher Vorhaben und Systeme.

8

1

Einführung

Abb. 1.2 Wasserwirtschaftiche Planung und wasserbauliche Maßnahmen zum Ausgleich zwischen natürlichem Wasserdargebot und gesellschaftlichem Wasserbedarf

1.3.1

Nachhaltige Wasserwirtschaft

Nachhaltige Wasserwirtschaft beinhaltet die dauerhafte Sicherung des Wassers als Lebensgrundlage des Menschen und als natürlichen Lebensraum. In der Regel muss daher jeder, der Wasser nutzt und Abwasser erzeugt oder den Wasserhaushalt in irgend einer Weise belastet, Schutz- und Vorsorgemaßnahmen ergreifen und die Kosten dafür übernehmen. Damit wird verantwortliches Handeln im Umgang mit Wasser zur Aufgabe aller und kann nicht allein der staatlichen Umweltpolitik und Gesetzgebung überlassen werden. In einer Studie im Auftrag des Umweltbundesamtes [1.5] wurden die grundsätzlichen Prinzipien einer nachhaltigen Wasserwirtschaft ausführlich erläutert (s. Tabelle 1.5). Die wichtigsten Grundsätze hierbei sind

– das Vorsorgeprinzip, – das Verursacherprinzip – und das Kooperationsprinzip,

1.3 Zielsetzungen und Aufgaben der Wasserwirtschaft

9

die im folgenden kurz beispielhaft zusammengefasst werden. Nähere Einzelheiten sind in [1.5] nachzulesen. Vorsorgeprinzip Die Belastungen für unsere Gewässer stammen heute aus vielen, diffus über das Land verteilten Quellen und gelangen über Luft und Boden ins Wasser. Die Verursacher sind alle Bereiche der Gesellschaft und Wirtschaft. Das Vorsorgeprinzip ist daher der zentrale Grundsatz aktueller Umweltpolitik. Es beinhaltet eine dauerhafte Risikominderung und eine vorausschauende Gestaltung menschlicher Lebensformen, um die natürlichen Lebensgrundlagen zu schützen und Freiräume für die Entfaltung künftiger Generationen zu erhalten. Dabei muss unter Umständen bereits auch dann gehandelt werden, wenn nach dem derzeitigen Wissensstand bestimmte Ursachenzusammenhänge im Detail noch unbekannt sind und nachweisbar noch keine Gefahr besteht, sondern nur ein begründeter Gefahrenverdacht. Ein Beispiel für eine Handlung im Sinne der Vorsorgepflicht, ist die Reaktion auf den Treibhauseffekt, der auf die weltweit steigenden Emissionen von Kohlendioxid zurückgeführt wird. Auf Beschluss der Bundesregierung sollen die CO2-Emissionen reduziert werden [1.1]. Beim Hochwasserschutz hat das Umweltministerium in Bayern im Jahre 2005 für die aktuellen Bemessungswerte für Hochwasser einen Zuschlag von 15 % beim hundertjährlichen Hochwasser bzw. von 7,5 % bei Hochwassern größerer Jährlichkeiten vorgesehen, um im Sinne einer Vorsorgepflicht möglichen künftigen Hochwasserschäden vorzubeugen. Verursacherprinzip Beim Verursacherprinzip soll durch eine Zuordnung der Umweltschutzkosten zu Produkten und Leistungen, die diese Kosten verursachen, sichergestellt werden, dass Schadstoffe künftig stärker vermieden oder umweltfreundlich beseitigt werden. Gleichzeitig sollen Anreize für ein umweltverträgliches Wirtschaften geschaffen werden. Damit wird sowohl der ökologischen als auch der ökonomischen Effizienz Rechnung getragen. Das Verursacherprinzip kann neben der Kostenzurechnung auch umgesetzt werden, indem entsprechende Rahmenbedingungen für ein umweltverträgliches Handeln festgelegt werden. Kooperationsprinzip Auf staatliche Reglementierung kann weitgehend verzichtet werden, wenn staatlich festgelegte umweltpolitische Ziele durch Selbstverpflichtung der Wirtschaft oder durch Vereinbarungen zwischen Staat und Wirtschaft erreicht werden können. Die Wirtschaft setzt folglich die ökologischen Ziele ohne di-

10

1

Einführung

rekte ordnungsrechtliche Regelung um. Beim Kooperationsprinzip kommt ein Grundprinzip marktwirtschaftlichen Denkens zum Tragen, nämlich sich das Eigeninteresse von Betroffenen zu Nutze zu machen. Der Staat beschränkt sich damit lediglich darauf, die Realisierung der Ziele zu überwachen.

1.4 Zielsetzung des Buches Das Buch behandelt neben den Kerndisziplinen des Wasserbaus wie Wehre, Talsperren und Wasserkraftanlagen, auch neue Entwicklungen im Flussbau. Weiterhin werden die Aufgaben und Lösungen für den Hochwasserschutz beschrieben. Für die Sanierung bestehender wasserbaulicher Anlagen werden Hinweise gegeben und Erfahrungen der Praxis dargestellt. Die Ausführungen zum Thema Binnenwasserstraßenbau beschränken sich bewusst auf einige wesentliche Grundlagen, die der planende Ingenieur im Zusammenhang mit deren Nebenanlagen kennen sollte. Das Werk geht nicht ein auf die Bereiche Siedlungswasserbau (Wassergewinnung, Wasserversorgung, Kanalisation) und den Küstenwasserbau (Küstenschutz, Hafenbau). Dieses Buch wendet sich nicht nur an Bauingenieure, sondern auch an Planer anderer Fachdisziplinen, die mit der Projektierung und der Durchführung von Wasserbauten betraut sind. Auch Studierenden soll das Buch eine Hilfestellung bei der Bearbeitung von Aufgaben während ihres Studiums bieten.

1.5 Literatur

11

Tabelle 1.5 Auszug aus "Nachhaltige Wasserwirtschaft in Deutschland" [1.5] Regionalitätsprinzip

Die regionalen Ressourcen und Lebensräume sind zu schützen, räumliche Umweltexternalitäten zu vermeiden.

Integrationsprinzip

Wasser ist als Einheit und in seinem Nexus mit den anderen Umweltmedien zu bewirtschaften. Wasserwirtschaftliche Belange müssen in die anderen Fachpolitiken integriert werden.

Verursacherprinzip

Die Kosten von Verschmutzung und Ressourcennutzung sind dem Verursacher anzulasten.

Kooperations- und Partizipationsprinzip

Bei wasserwirtschaftlichen Entscheidungen müssen alle Interessen adäquat berücksichtigt werden. Die Möglichkeit zur Selbstorganisation und zur Mitwirkung bei wasserwirtschaftlichen Maßnahmen ist zu fördern.

Ressourcenminimierungsprinzip

Der direkte und indirekte Ressourcen- und Energieverbrauch der Wasserwirtschaft ist kontinuierlich zu vermindern.

Vorsorgeprinzip (Besorgnisgrundsatz)

Extremschäden und unbekannte Risiken müssen ausgeschlossen werden.

Quellenreduktionsprinzip

Emissionen von Schadstoffen sind am Ort des Entstehens zu unterbinden.

Reversibilitätsprinzip

Wasserwirtschaftliche Maßnahmen müssen modifizierbar, ihre Folgen reversibel sein.

Intergenerationsprinzip

Der zeitliche Betrachtungshorizont bei wasserwirtschaftlichen Planungen und Entscheidungen muss dem zeitlichen Wirkungshorizont entsprechen.

1.5 Literatur 1.1 1.2 1.3 1.4 1.5

Bayerisches Staatsministerium für Umwelt, Gesundheit und Verbraucherschutz: Bayern-Agenda 21. 1997 Dierx W. und Garbrecht G.: Wasser im Heiligen Land. Biblische Zeugnisse und archäologische Forschungen, Frontinus-Gesellschaft e. V. Köln, 2001 Garbrecht G.: Historische Talsperren – Band 2, Wittwer-Verlag, 1991 Garbrecht G.: Historische Talsperren. Wittwer-Verlag, 1987 Kahlenborn R., Krämer A.: Nachhaltige Wasserwirtschaft in Deutschland. Studie im Auftrag des Umweltbundesamtes, 1998

12

1

Einführung

1.6

Knauss J.: Späthelladische Wasserbauten – Erkundungen zu wasserwirtschaftlichen Infrastrukturen der mykenischen Welt. Berichtsheft 90, 2001

2

Planungsgrundlagen

Bei der Planung wasserwirtschaftlicher Projekte und der Errichtung wasserbaulicher Anlagen stützt sich der Bauingenieur auf die hydrologischen Merkmale und die wasserwirtschaftlichen Zusammenhänge im Einzugsgebiet. Die Hydrologie und die Wasserwirtschaft liefern letztlich das Planungsziel, aber auch die Belastungsgrößen für wasserbauliche Anlagen. Zum einen sind es die Bemessungsgrößen für eine optimale und wirtschaftliche Nutzung der Anlagen, zum anderen führen Hochwasser zu besonderen hydraulischen Belastungen der Bauwerke. Im Folgenden werden daher die Grundlagen der Wasserwirtschaft und die wichtigsten mathematischen Werkzeuge zur Beschreibung der hydrologischen und hydraulischen Prozesse erläutert. Die Hydrologie befasst sich allgemein mit der Verteilung der Wasservorkommen auf der Erde und dem natürlichen Wasserkreislauf, d. h. dem ständigen Wechsel von Wasser zwischen der Erdoberfläche und der Atmosphäre. Hierbei ist das Wasser physikalischen Umwandlungen unterworfen und geht chemische Reaktionen mit anderen, natürlich vorkommenden Substanzen ein. Die Beschreibung dieser Zusammenhänge und der Beziehung des Wassers zum Leben auf der Erde ist Aufgabe der Hydrologie. Für den Wasserbauer ist in erster Linie die „Angewandte Hydrologie“ von Interesse. Dieser Zweig der Hydrologie beschäftigt sich mit der Lösung wasserwirtschaftlicher Aufgaben bei der Nutzung des Wassers durch den Menschen.

2.1 Darstellung wasserwirtschaftlicher Informationen Die Planung wasserwirtschaftlicher Projekte und wasserbaulicher Anlagen wird maßgeblich von den hydrologischen Eingangsgrößen bestimmt, die im Planungsgebiet vorherrschen. Die Fülle an Daten aus den Bereichen Niederschlag, Abfluss, Grundwasserstände und weiterer Datenquellen, erfordert geeignete Instrumente zur verständlichen Darstellung und Weitergabe von Messgrößen und hydraulischen oder hydrologischen Auswertungen. Computer und fortschrittliche Methoden der Datenverarbeitung haben zwar im Gegensatz zu früher manche Datenhaltung und -pflege vereinfacht; umso mehr muss man sich heute jedoch davor hüten, Daten strukturlos abzulegen.

14

2

Planungsgrundlagen

Nicht selten verlieren wertvolle Datenbestände ihren Nutzen, wenn nach Jahren niemand mehr weiß, was sich hinter den gespeicherten Zahlen verbirgt. Die Wasserwirtschaft bietet eine Reihe wichtiger, grundlegender Werkzeuge zur Darstellung hydrologischer Daten. Die wichtigsten werden in den nachfolgenden Abschnitten behandelt. Ganglinie Zeitlich veränderliche physikalische Größen werden zweckmäßigerweise in Form von sogenannten Ganglinien (Zeitfunktionen) dargestellt. Zu den wichtigsten Ganglinien im Bereich des Wasserbaus und der Wasserwirtschaft gehören die Darstellung des zeitlichen Verlaufs von Wasserständen an Flüssen, Seen und Speichern, von Grundwasserständen, Schneehöhen und vor allem von Abflüssen (Hydrograph). In Abb. 2.1 ist exemplarisch der Wasserstand der Isar am Pegel München dargestellt, wie er sich während des Hochwassers im August 2005 entwickelt hat [2.4]. Diskretisierung kontinuierlicher Ganglinien

Physikalische Größen treten in der Wasserwirtschaft entweder kontinuierlich (perennierend) oder zeitweilig aussetzend (intermittierend) auf. Zum ersten Bereich gehören beispielsweise Temperatur und Wasserstände in Seen. Der zweite Bereich umfasst z. B. Niederschläge oder Abflüsse in Wildbächen und Trockentälern (Wadis), die nur sporadisch auftreten oder aber für längere Zeit aussetzen. Die Darstellung von Ganglinien richtet sich auch nach der Messmethode. Man unterscheidet zwischen analogen Aufzeichnungen (z. B. kontinuierliche Wasserstandsmessung) und diskreter Messung, bei der in definierten Zeitintervallen sogenannte Terminwerte abgefragt werden. In der Praxis ist eine kontinuierliche Darstellung wie in Abb. 2.1 meist nicht nötig. In der Regel genügt es, Terminwerte anzugeben. Dabei werden nur wichtige Einzelwerte der „wahren Ganglinie“ dargestellt. Der Informationsverlust ist gering, der Datenumfang sinkt jedoch auf einen Bruchteil der ursprünglichen Dateigröße. Dies spielt bei langen Zeitreihen von mitunter mehreren Jahrzehnten eine große Rolle. Häufig werden Ganglinien auch als Mittelwerte über festgesetzte Zeitdauern dargestellt. Bei dieser Form einer Auswertung von Messungen verzichtet man auf die kontinuierliche Auftragung aller Messwerte. Stattdessen werden Mittelwerte über eine bestimmte Zeitspanne gebildet und nur diese diskreten Werte über der Zeitachse aufgetragen. Eine wichtige Darstellungsform bei Abflüssen sind Tagesmittelwerte. Diese spielen bei der Analyse von Zeitreihen eine wichtige Rolle. Je nach Zweck werden Ganglinien auch als Monatsmittelwerte oder Jahreswerte angegeben, z. B. bei großen Wasserspeichern.

2.1 Darstellung wasserwirtschaftlicher Informationen

15

Die Wasserwirtschaftsverwaltungen haben früher ihre Abflussdaten meist als Tagesmittelwerte gesammelt und zur Verfügung gestellt.

Wasserstand [cm] Meldestufe 4

Wasserstand [NN + m] Terminwerte

Meldestufe 3 Meldestufe 2 Meldestufe 1

Abb. 2.1 Verlauf des Wasserstandes der Isar am Pegel München beim Hochwasser im August 2005 [2.4] (Beispiele für Terminwerte wurden von den Autoren ergänzt)

In den „Deutschen Gewässerkundlichen Jahrbüchern“ beispielsweise sind die Abflüsse auch heute noch in dieser gemittelten Form dargestellt (Abb. 2.2). Es ist jedoch zu beachten, dass diese Darstellung einen erheblichen Informationsverlust zur Folge hat. Ohne die explizite Angabe von zusätzlichen Terminwerten – z. B. wann und in welcher Höhe der Wellenscheitel einer Hochwasserwelle einen Pegel erreicht – sind die Angaben für praktische Auswertungen häufig nicht ausreichend. Daher werden heute in der Regel auch Terminwerte zur Verfügung gestellt. Diese beinhalten an markanten Punkten, an denen Änderungen im Abfluss auftreten, die aktuellen Abflussdaten.

16

2

Planungsgrundlagen

Abb. 2.2 Tagesmittelwerte (= Tageswerte) der Abflüsse in Oberaudorf / Inn (Auszug aus dem Deutschen Gewässerkundlichen Jahrbuch 2000)

Dauerlinie Sortiert man beispielsweise die Tagesmittelwerte der Abflussganglinie eines bestimmten Jahres nach der Größe und stellt die so entstehende Reihe grafisch dar, entsteht eine Dauerlinie der Abflüsse für das betreffende Jahr. Erfolgt die Sortierung der Werte absteigend, ergibt sich eine Überschreitungsdauerlinie (Abb. 2.3). Auf ihr lässt sich leicht ablesen, an wie vielen Tagen des betrachteten Jahres ein bestimmter Abfluss erreicht oder überschritten wurde. Eine Sortierung der Abflusswerte in aufsteigender Reihenfolge führt zur Unterschreitungsdauerlinie. An ihr kann abgelesen werden, wie oft ein bestimmter Abfluss unterschritten wurde. Die Frage, an wie vielen Tagen eines Jahres ein Fluss Hochwasser einer bestimmten Größe geführt hat oder Niedrigwasser geherrscht hat, lässt sich mit Hilfe der Dauerlinie schnell und leicht beantworten. Dauerlinien sind für zahlreiche wasserwirtschaftliche Aussagen von großer Bedeutung. Im Bereich der Wasserkraftnutzung lässt sich mit Hilfe der Abflussdauerlinie und der Fallhöhendauerlinie die Jahresproduktion eines Kraftwerkes sehr schnell berechnen (s. Abschnitt 6.1.1 „Leistungsplan“). Bezüglich der Gewässergüte ist oft der Abfluss von Bedeutung, der nur an wenigen (10 20) Tagen unterschritten wird (entspricht etwa MNQ). Da Dauerlinien aus diskreten Ganglinien entstehen, handelt es sich bei ihnen ebenfalls um diskrete Kurven. Am häufigsten sind Dauerlinien auf Basis von Tagesmittelwerten.

2.1 Darstellung wasserwirtschaftlicher Informationen

Abb. 2.3

17

Ganglinie und Überschreitungsdauerlinie

Um zu besser abgesicherten Aussagen zu gelangen, ist die Auswertung einzelner Jahre nicht ausreichend. Stattdessen wird man ein großes Kollektiv an Jahresreihen betrachten und für jedes Jahr eine Unter- oder Überschreitungsdauerlinie erstellen. Bei der anschließenden Mittelung der Ergebnisse ist zu unterscheiden zwischen einer abszissenparallelen und einer ordinatenparallelen Mittelung (Abb. 2.4). Nur im ersten Fall bleibt die Information der Extremwerte bestehen (z. B. kleinster beobachteter Abfluss oder höchstes im Beobachtungszeitraum gemessenes Hochwasser). Bei der Analyse von Hochwasserereignissen oder bei Fragen des Mindestwasserabflusses wird man diese Methode bevorzugen. Im zweiten Fall gehen die Informationen über Extremwerte verloren. Dies ist aber unerheblich, wenn gefragt wird, an wie vielen Tagen Du ein bestimmter Abfluss überschritten wird (z. B. Energiewirtschaft). Je nach Anwendung wird man sich also für die eine oder andere Art der Mittelung von Dauerlinien entscheiden müssen. Summenlinie Summenlinien entstehen, wenn Ganglinien über die Zeitachse integriert werden (Gleichung 2.1). Selbstverständlich lassen sich nur geeignete Ganglinien zur Bildung von Summenlinien sinnvoll verwenden. Dies wären beispielsweise Ganglinien von Niederschlägen oder Abflüssen. Im ersten Fall entsteht eine Aussage zur Gesamtniederschlagshöhe während eines Regenereignisses, im zweiten Fall die Fülle bzw. das Volumen einer Hochwasserwelle in einer bestimmten Zeit. Eine unsinnige Summenlinie entstünde z. B. bei der zeitlichen Integration von Wasserständen oder Tagestemperaturen.

18

2

Planungsgrundlagen

t Ende

S (t ) =

³

Q(t )dt

(2.1)

t Anfang

Besondere Bedeutung haben Summenlinien im Bereich der Speicherdimensionierung und -bewirtschaftung und in der Energiewirtschaft (Bestimmung der elektrischen Jahresarbeit).

Abb. 2.4 Mittelung von Überschreitungsdauerlinien, ordinatenparallel (links) und abszissenparallel (rechts)

Füllenlinie Auch die Füllenlinie ist eine Art Summenlinie. Im Gegensatz zur Summenlinie entsteht diese gewissermaßen durch eine ordinatenparallele Integration einer Ganglinie (s. Gleichung 2.2 und Abb. 2.6). Ausgehend vom Scheitelabfluss Qmax kann so beispielsweise die „Fülle“ einer Hochwasserwelle über einem gewählten Basisabfluss QBasis ermittelt werden. Solche Aussagen sind z. B. bei der Bemessung von Hochwasserrückhaltebecken wichtig, wenn ein Basisabfluss schadlos nach unterstrom abgeleitet werden kann und der Anteil des Abflusses über dem Basisabfluss im Becken zurückgehalten werden soll. t2 (QBasis )

F (QBasis ) =

³

Q (t )dt − QBasis ⋅ [t2 (QBasis ) − t1 (QBasis )]

(2.2)

t1 (QBasis )

Eine allgemein gültige Schreibweise für die Abhängigkeit der Fülle einer Hochwasserwelle vom gewählten Basisabfluss ist in Gleichung 2.3 angegeben, wobei tEnde für das Ende des Hochwasserereignisses steht.

2.1 Darstellung wasserwirtschaftlicher Informationen t Ende

F (QBasis ) =

³ 0

ª¬Q(t ) − min {Q(t ); QBasis }º¼ dt

19

(2.3)

(1)

(2)

Summenlinie (2)

Ganglinie (1)

Abb. 2.5

Ganglinie (1) und zugehörige Summenlinie (2)

Auch hier gilt, dass stets ein größeres Wellenkollektiv auszuwerten ist, um zu geeigneten Bemessungsgrößen zu gelangen. Daraus entsteht eine Vielzahl an Füllenlinien, über die eine einhüllende Kurve gelegt wird, welche dann als Grundlage für eine Bemessung herangezogen werden kann (Abb. 2.7). Aus der Kenntnis des schadlos abführbaren Regelabflusses RQ lässt sich die erforderliche Speicherkapazität K des Rückhaltebeckens bestimmen. Umgekehrt kann aus einer verfügbaren Kapazität K eines Rückhaltebeckens auf den abzuführenden Regelabfluss RQ im Unterwasser geschlossen werden. Daraus lassen sich dann weitere notwendige Hochwasserschutzmaßnahmen (Deiche, Mauern) ableiten.

20

2

Planungsgrundlagen

F(QBasis) [m3]

zugehörige Füllenlinien Q(t) [m3/s] Qmax Qmax QBasis [m3/s]

QBasis Abflussganglinie

t1(QBasis) t2(QBasis) Abb. 2.6

Zeit t

Ermittlung der Füllenlinie nach Gleichung 2.3

Speicherkapazität K [m3] als Funktion von RQ

Einhüllende Kurve mehrerer Füllenlinien

K1

K2 RQ1 Abb. 2.7

RQ2

Einhüllende Kurve mehrerer Füllenlinien

Regelabfluss RQ [m3/s]

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

21

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen) Für Planungszwecke ist die genaue Kenntnis der Hydrologie eines Einzugsgebietes von großer Bedeutung. Die wichtigsten hydrologischen Daten im Bereich des Wasserbaus bestehen aus Angaben zu:

– Niederschlag, – Wasserständen an Flüssen, Seen und Wasserspeichern, – Abflüssen, – Grundwasserständen, – Schneehöhen und – evtl. Wassertemperatur etc. Zur Messung und Aufzeichnung dieser Daten sollten flächendeckend genügend Pegel installiert sein. Diese Forderung ist z. B. in Mitteleuropa heute zufriedenstellend verwirklicht. Probleme gibt es jedoch häufig in Entwicklungsländern, wo in der Regel das Messnetz sehr dünn ist und neue Pegel erst installiert werden, wenn ein wasserwirtschaftliches Projekt geplant wird. 2.2.1

Niederschlag

Niederschläge können in flüssiger (Regen) aber auch in fester Form (Schnee, Graupel, Hagel) auftreten. Abgefangener Nebel sowie abgesetzter Tau und Reif gehören auch zu den Niederschlägen. Voraussetzung für Niederschlag ist die Sättigung der Luft mit Wasserdampf, d. h. eine relative Luftfeuchte von 100 %. Es findet ein Phasenübergang statt (Kondensation oder Gefrieren), infolge dessen Tröpfchen oder Eispartikel wachsen. Es wird hauptsächlich zwischen konvektiven und advektiven Niederschlagsereignissen unterschieden. Konvektiver Niederschlag ist gebunden an eine vertikale Luftbewegung und wird verursacht durch aufsteigende warme Luft in eine kältere, dichte Umgebung. Er weist im Allgemeinen eine hohe Intensität während eines kurzen Zeitraums auf (kleiner eine Stunde). Das Niederschlagsgebiet ist lokal sehr begrenzt. Daher ist die räumliche und zeitliche Variabilität des Niederschlags hoch. Konvektive Ereignisse sind oft mit heftigen Sturmböen oder Gewittern verbunden. Aufgrund der hohen Niederschlagsintensität weisen konvektive Niederschlagszellen ein hohes Schadenspotenzial auf (siehe Tafel auf S. 10). In Staulagen, z. B. am Gebirge, entstehen ebenfalls heftige, sogenannte orografische Niederschläge. Advektive Niederschläge sind gleichmäßige Niederschläge bei horizontaler Luftmassenbewegung mit meist geringen Intensitäten, dafür aber mit einer

22

2

Planungsgrundlagen

längeren Niederschlagsdauer (mehrere Stunden oder Tage). Das Niederschlagsgebiet ist in der Regel über eine große Fläche ausgedehnt. In Deutschland variiert der durchschnittliche jährliche Niederschlag zwischen etwa 500 mm in den östlichen Bundesländern bis hin zu 1200 mm im Voralpengebiet und in den Mittelgebirgen [2.2].

Tafel: Extreme beim Niederschlag Global betrachtet gibt es sehr unterschiedliche Niederschlagsmengen mit durchschnittlichen Jahreswerten zwischen weniger als 100 mm (z. B. Saudi Arabien, Sultanat von Oman) und annähernd 5000 mm (Sierra Leone). – In Cherrapundi, im indischen Himalayagebiet, wurde 1861 ein Jahresniederschlag von 26.470 mm gemessen, das 30-fache des durchschnittlichen Niederschlags in Deutschland. – In der Karibik lieferte Hurrikan Wilma im Oktober 2005 auf der mexikanischen Insel Isla Mujeres einen Extremniederschlag von über 1500 mm innerhalb von 24 Stunden. – Ein einziger Schneesturm in Kalifornien brachte 1995 am Mt. Shasta eine Niederschlagsmenge von 4800 mm. – Ein Wolkenbruch in den Alpen führte am 25. Mai 1920 in Füssen innerhalb von acht Minuten zu einem Niederschlag von 126 mm.

Punktniederschlag Die Messung von Niederschlägen erfolgt in der Regel punktförmig an günstigen, d. h. von äußeren Einflüssen (z. B. starker Wind, Abschattung durch hohe Gebäude etc.) wenig betroffenen Orten im Einzugsgebiet (Punktniederschlag). Meist wird der Regen bzw. Schnee in Gefäßen genormter Größe (meist 200 cm2) aufgefangen und die Niederschlagsmenge in einer definierten Zeiteinheit bestimmt (Hellmannscher Regenschreiber, Pluviometer, Totalisatoren). Die Palette der Messgeräte reicht von einfachen Messzylindern, deren Inhalt täglich abgelesen wird, bis hin zu automatisierten Auffanggefäßen mit einem integrierten Wägesystem (Kippwaagen, Abb. 2.8) oder Ombrometern (digitale Tropfenzähler), welche die Niederschlagsintensität I kontinuierlich aufzeichnen. Die Daten können über automatische Fernübertragung (GSM, Funk, Satellit) an die Betreiber der Messstationen übertragen

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

23

werden. Für die Öffentlichkeit wichtige Daten werden heute zeitnah im Internet kostenlos zur Verfügung gestellt (Abb. 2.10). Der Deutsche Wetterdienst (DWD) unterhält in Deutschland rund 4.500 Niederschlagsmessstationen und stellt die gemessenen Daten Ingenieurbüros und Ämtern gegen Gebühr zur Verfügung. Daneben gibt es eine zunehmende Zahl privater Anbieter (z. B. Meteomedia). Das Internet ermöglicht den Zugriff auf Wetterdaten (z. B. unter www.wetteronline.de oder www.wetter.de) mit mehr als 5.000 Stationen weltweit. Die übliche zeitliche Auflösung der Daten ist in [mm/d] für 24-Stundenwerte oder [mm/h] für Stundenwerte (Abb. 2.9). An bedeutenden Niederschlagsmessstationen werden die Niederschläge in einer feineren zeitlichen Auflösung gemessen, z. B. als 5-Minuten-Werte.

Gemessene Impulse: 16:00 - 17:00 17:00 - 18:00 18:00 - 19:00 19:00 - 20:00 20:00 - 21:00

[mm/h] 4,4 3,7 2,8 0,2 16:00 21:00

Abb. 2.8

0 28 37 44 2

Zeit

Niederschlagsmessgerät mit Kippwaage

Die Messung des Niederschlages unterliegt stets gewissen Unsicherheiten, die durch die speziellen Randbedingungen wie z. B. Windeinfluss, Verdunstung, Spritzwassereinfluss usw. entstehen können. Die Messungenauigkeiten (Abweichungen vom „wahren“ Wert) können lokal 10 % und mehr betragen. Bei Schneefall kann der Windeinfluss sogar einen Fehler bis zu 40 % verursachen. Entscheidend ist daher die richtige Wahl des Aufstellortes, abseits von Luv und Lee. Für eine möglichst korrekte Auswertung von Niederschlagsereignissen ist die Dichte der Messstationen in einem Einzugsgebiet maßgebend. Bei zu geringer Dichte werden möglicherweise nicht alle aktuell überregneten Teilflächen erfasst und die Verteilung des Niederschlags über das Gebiet wird entsprechend ungenau wiedergegeben. Die Anwendung von flächenhaften Radar-

24

2

Planungsgrundlagen

messungen kann hier in Verbindung mit konventionellen Messstationen Abhilfe schaffen (siehe Abschnitt 2.2.2).

Abb. 2.9

Niederschlagsmessung beim Pfingsthochwasser 1999

Abb. 2.10 Niederschlagsdaten in Bayern beim Augusthochwasser 2005 (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt – http://www.hnd.bayern.de)

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

25

Gebietsniederschlag Nicht selten sind in einem Einzugsgebiet mehrere Niederschlagsmessstationen vorhanden. In der Praxis werden diese Punktmessungen auf die Fläche des Einzugsgebietes übertragen. Zur Ermittlung dieses Gebietsniederschlages gibt es mehrere Möglichkeiten, die alle zum Ziel haben, den Niederschlag zu bestimmen, der durchschnittlich über dem Gebiet niedergeht. Alle Methoden basieren auf einer Ableitung des Gebietsniederschlages hGN aus den verfügbaren Punktmessungen. Die einfachste Möglichkeit besteht in der Mittelung der gemessenen Punktniederschläge hPN . Bei n Stationen ergibt sich somit (Gleichung 2.4):

hGN =

1 n ¦ hPNi n i =1

(2.4)

Die nachfolgend beschriebenen Verfahren berücksichtigen die Lage der Regenschreiber im Einzugsgebiet und liefern daher plausiblere Werte als die oben beschriebene arithmetische Mittelung. Neben der Ermittlung durch Auswertung von Punktniederschlägen bietet die Radarmessung einen direkten Weg zur Bestimmung des Gebietsniederschlages (siehe Abschnitt 2.2.2). Thiessen-Polygone

Das Verfahren nach Thiessen – benannt nach dem amerikanischen Ingenieur Alfred H. Thiessen – weist den Aufzeichnungen der einzelnen Regenstationen diejenigen Gebietsbereiche zu, die der jeweiligen Station am nächsten liegen (Abb. 2.11). Die Thiessen-Methode ermöglicht damit eine Gewichtung der Niederschläge nach den jeweiligen, anteiligen Flächen Ai im Gesamtgebiet AG. Zur Bestimmung der jeweils zu einem Niederschlagsmesspunkt gehörigen Fläche Ai wird jede Messstation mit den benachbarten Stationen durch eine Gerade verbunden. Auf die so entstehenden Verbindungslinien werden Mittelsenkrechten gezeichnet, wodurch um jeden Messpunkt ein Polygon entsteht [2.24] . Die Auswertung ergibt damit den Gebietsniederschlag zu

hGN =

1 AG

n

¦ hPN i =1

i

⋅Ai

(2.5)

Auch außerhalb des Einzugsgebietes liegende Messstellen können in die Auswertung mit einbezogen werden. Bei diesem Verfahren wird streng geometrisch vorgegangen; eine Berücksichtigung topographischer Besonderheiten (z. B. Höhenlage, Staulagen, Windströmungen) findet nicht statt [2.23, 2.11].

26

2

Planungsgrundlagen

N1

A 1 = 7,5 km2

A 2 = 6,5 km2

N2

N3

A 3 = 5,5 km2

Kontrollpunkt Pegel oder Pegel

Einzugsgebietsfläche Einzugsgebietsfläche = 19,5 19,5 km gesamt = km22 AAgesamt

Abb. 2.11 Aufteilung des Niederschlagsgebietes durch Thiessen-Polygone

Isohyeten

Die isohyetische Methode ist wie die Thiessen-Methode ein flächengewichtetes Mittelungsverfahren. Die Isohyeten sind Linien gleichen Niederschlags. Ihre Ermittlung erfolgt durch Interpolationsverfahren, vergleichbar mit der Erstellung von Höhenlinien aufgrund kartographischer Höhenpunktmessungen (Abb. 2.12). Nachdem die Isolinien des Niederschlages ermittelt wurden, werden die Flächen Ai zwischen den einzelnen Isolinien bestimmt und das gewichtete Mittel bestimmt. Die zugehörigen Niederschlagsanteile der Teilflächen ergeben sich als Mittel benachbarter Isohyeten IH zu

hNi =

IH i + IH i +1 2

(2.6)

und der Gebietsniederschlag zu

hGN =

1 AG

n

¦ hN i =1

i

⋅Ai

(2.7)

Diese Methode eignet sich vor allem für Niederschläge im Gebirge, wo die Thiessen-Methode aufgrund eines ausgeprägten orographischen Reliefs keine zufrieden stellenden Ergebnisse liefert.

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

27

Einzugsgebietsgrenze

Pegel Niederschlagsstationen

Abb. 2.12 Isohyeten (Linien gleicher Niederschlagshöhe, z. B. in [mm/24h]), ermittelt aus den Punktmessungen an mehreren Niederschlagsstationen

Statistische Interpolationsmethoden

Diese Verfahren sind bekannt geworden unter dem Begriff „Kriging“. Sie beruhen auf der flächenhaften Analyse von Niederschlagsdaten und der anschließenden Interpolation von Werten an Gitterpunkten x ohne Messwerte. Der interpolierte Niederschlagswert hx am Punkt x ergibt sich aus n

hx = ¦ hi ⋅γ i

(2.8)

i =1

mit den Wichtungskoeffizienten γi (Kriging-Koeffizienten), die durch Lösen eines linearen Gleichungssystems ermittelt werden können. Kriging-Methoden sind zwar mathematisch komplex, jedoch erleichtern Computerprogramme wie z. B. SURFERTM dem Hydrologen die Arbeit. Das Verfahren eignet sich vor allem bei einer großen Anzahl von Messpunkten im Einzugsgebiet. Rastermethode

Das Prinzip der Rastermethode besteht darin, dass eine Station ein größeres Gewicht erhält, wenn sie näher an einem gewählten Niederschlagspunkt liegt als eine andere. Dazu wird über das Einzugsgebiet ein Gitternetz gelegt und für jeden Gitterpunkt der Niederschlag berechnet. Die Rastermethode eignet sich für große Gebiete. Zur praktischen Vorgehensweise bei der Berechnung wird auf die Literatur verwiesen [2.11].

28

2.2.2

2

Planungsgrundlagen

Radarmessung

Bei der Radarmessung wird der Gebietsniederschlag nicht auf der Basis von Punktmessungen bestimmt, sondern durch eine flächenhafte Auswertung des Niederschlagverhaltens (Flächenniederschlag). Dabei tastet ein elektromagnetischer Radarstrahl das Zielgebiet im Umkreis von ca. 100 km ab, wobei der zurückgestreute Anteil der Sendeenergie gemessen wird. Die Radarreflektivität wird unter Berücksichtigung von zeitgleich verfügbaren Niederschlagspunktmessungen am Boden in die Niederschlagsintensität umgerechnet. Ein Radarbild zeigt eine Kombination aus Anzahl und Größe von fallenden Regentropfen oder Schneeflocken (Abb. 2.13). Über eine farblich unterschiedliche Darstellung kann auf die Stärke des Flächenniederschlages in Echtzeit geschlossen werden. Neben Standbildern als Momentaufnahme des Wettergeschehens werden auch animierte Radarfilme erzeugt. Der Deutsche Wetterdienst betreibt ein flächendeckendes Wetterradarnetz mit gegenwärtig 16 operationellen Radarsystemen und einem Forschungsradar. In Bezug auf lokale Niederschlagsereignisse sind Radarmessungen heute noch nicht sehr genau. Daher müssen die Daten der Radarmessungen mit lokalen Niederschlagsdaten von automatisch registrierenden Pluviometern ergänzt werden. Dennoch leisten Radarmessungen schon heute wertvolle Dienste bei der Warnung vor Starkniederschlägen und Hochwassern. 2.2.3

Wasserstandsmessung und Abflussermittlung

Abflüsse können so gut wie nie auf direktem Wege gemessen werden. Im Bereich der Wasserwirtschaft führt der Weg meist über die Messung von Wasserständen. Diese sind relativ einfach und sehr genau mit Hilfe von Wasserstandspegeln aufzuzeichnen. Weit verbreitet sind Schwimmerpegel, die den Wasserstand in einem Schwimmerschacht kontinuierlich aufzeichnen (Abb. 2.14). Alternativ hierzu ermitteln pneumatische Druckluftpegel den Wasserstand durch Einperlen von Luft oder Stickstoff aus einem Kompressor im Bereich der Sohle des Gewässers z. B. im 15-Minuten-Intervall (Drucklufteinperlverfahren). Der benötigte Druck, um eine konstante Rate an Blasen über eine Leitung in das Wasser einzuleiten, hängt von der Höhe des Wasserspiegels über der Luftaustrittsöffnung ab. Statt eines aufwendigen, mitunter tiefen Schwimmerschachtes genügt hier ein in der Uferböschung verlegter Schlauch [2.18].

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

29

Abb. 2.13 Beispiel für ein Niederschlagsradarbild in Baden-Württemberg (Quelle: Deutscher Wetterdienst)

Aus einem gemessenen Wasserstand ergibt sich unmittelbar die zugehörige durchflossene Querschnittsfläche A, wenn das Flussprofil am Pegel bekannt ist. Misst man bei bestimmten Wasserständen gleichzeitig an mehreren Stellen des Querschnittsprofils die Geschwindigkeiten (z. B. mit hydraulischen Messflügeln), erhält man daraus die mittlere Fließgeschwindigkeit um im betrachteten Flussprofil. Aus der Beziehung

Q = um ⋅ A

(2.9)

lässt sich der aktuelle Abfluss am Pegel leicht berechnen. In sehr kleinen, flachen und unruhig fließenden Bächen oder in Wildbächen stellt die mechanische Messung des Wasserstandes ein Problem dar. Hier bieten Tracermethoden eine Möglichkeit, auf den ungefähren Abfluss zu schließen. Der dem Wasser zugegebene Tracer (Isotopen oder Farben mit guter Wasserlöslichkeit) verdünnt sich gleichmäßig im Wasserstrom und die gemessene Konzentration weiter unterstrom lässt dann überschlägig auf den Abfluss schließen.

30

2

Planungsgrundlagen

Zur Registrierung von Wasserständen verwendet man seit langer Zeit mechanische Schreiber. Diese übertragen den Wasserstand kontinuierlich auf Papierrollen und werden regelmäßig ausgewertet. Bei neuen Pegeln werden die Informationen auf elektronische Datenträger oder in Speichermodule geschrieben. Diese Daten werden ebenfalls regelmäßig ausgelesen, meist erfolgt jedoch eine direkte Datenübermittlung an die zuständigen Wasserwirtschaftsfachbehörden mittels Datenfernübertragung. Die bewährte Technik der mechanischen Schreiber läuft allerdings auch heute noch bei vielen Pegeln redundant mit, um im Falle eines Ausfalls der modernen Technik auf die Messdaten zugreifen zu können. Zusätzlich zur Ausstattung mit einem automatisierten Schreiber sind alle Pegel mit einem einfachen Lattenpegel ausgestattet. Dies erlaubt ein schnelles Ablesen des aktuellen Wasserstandes ohne aufwendige Technik. In kleinen Einzugsgebieten mit Flächen unter etwa 50 km2 befinden sich meist nur Lattenpegel (Abb. 2.15). Hier ist eine kontinuierliche Aufzeichnung der Wasserstände zwar nicht möglich, durch sporadische Ablesungen kann man sich jedoch einen ersten Eindruck vom Abflussverhalten des Baches oder Flusses verschaffen.

Bandschreiber Gegengewicht

Schwimmer

Pegelnullpunkt Fluss

Schwimmerschacht Verbindungsrohr

Abb. 2.14 Schematische Darstellung eines Schwimmerpegels mit einem Registriergerät (z. B. Bandschreiber)

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

31

Abb. 2.15 Pegelhaus mit vertikalem Lattenpegel (unten) und schrägem Lattenpegel seitlich an der Treppe

Viele Pegelstände sind heute aktuell über die Hochwassernachrichtendienste der Bundesländer für jedermann im Internet abrufbar z. B. unter

– Sächsisches Staatsministerium für Umwelt und Landwirtschaft www.umwelt.sachsen.de/lfug/hwz/inhalt_re.html; – Bayerisches Landesamt für Umwelt, Hochwassernachrichtendienst www.hnd.bayern.de (Abb. 2.16); – Hessisches Landesamt für Umwelt und Geologie www.hlug.de/medien/wasser/pegel/pegel_all.htm; – Hochwasser-Vorhersage-Zentrale Baden-Württemberg www.hvz.baden-wuerttemberg.de; – Gesamtliste aller Hochwasserzentralen über www.hochwasserzentralen.de.

32

2

Planungsgrundlagen

Abb. 2.16 Auswahl von Pegeln im Gebiet Iller / Lech (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt)

Messung der Fließgeschwindigkeit Messungen der Fließgeschwindigkeiten werden bislang mit Hilfe von hydrometrischen Messflügeln durchgeführt (Abb. 2.17). Hierbei hilft ein am Pegel über den Fluss gespanntes Stahlseil, an dem der Flügel aufgehängt und über den Querschnitt gezogen wird. Die punktuellen Messungen erfolgen in verschiedenen Tiefen, so dass durch Integration bzw. Kurvenanpassung ein vollständiges Geschwindigkeitsprofil entsteht und die mittlere Fließgeschwindig-

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

33

keit bestimmt werden kann. Die Messungen werden vom Personal der Flussmeisterstellen drei bis viermal im Jahr durchgeführt.

Seilkrananlage

Fließquerschnitt gemessenes Geschwindigkeitsprofil Abb. 2.17 Pegel mit Seilkrananlage

Geschwindigkeitsmessung mit ADCP

Neben der Messung von Geschwindigkeiten mit Hilfe von hydrometrischen Messflügeln wurden in den vergangenen zehn Jahren weitere neue Verfahren zur Bestimmung von Geschwindigkeitsprofilen entwickelt. Eine vielversprechende Methode nutzt das Prinzip des Dopplereffektes. Der sogenannte ADCP (engl. Acoustic Doppler Current Profiler) besteht aus vier Ultraschallwandlern, die zeitgleich als Sender und Empfänger dienen (Abb. 2.18). Das Gerät wird entweder auf einem Trägergerät oder einem bemannten Boot befestigt und über den Gewässerquerschnitt bewegt. Während der Überfahrt ausgesendete Ultraschallimpulse werden von den Schwebstoffen im Wasser reflektiert und vom ADCP-Messgerät wieder aufgefangen. Unter der Annahme, dass sich die Partikel im Wasser genauso schnell bewegen wie die Strömung selbst, kann mit Hilfe der Dopplerverschiebung zwischen ausgesendetem und reflektiertem Impuls (Schall-Echo) auf die relative Geschwindigkeit des Wassers geschlossen werden [2.1]. Der ADCP unterteilt den Flussquerschnitt in eine Vielzahl von Zellen, die eine konstante Höhe aufweisen. Die Breite einer Zelle hängt von der Überquerungsgeschwindigkeit ab. Für jede Zelle ermittelt der ADCP die aktuelle mittlere Geschwindigkeit (Abb. 2.19).

34

2

Planungsgrundlagen

Abb. 2.18 ADCP-Ultraschallsonde (links) unter einem Trägerboot (rechts)

Fließtiefe [m] 0,00

Fließgeschwindigkeit [m/s] bezogen auf die Sohle 0,000

0,250

0,500

0,750

1,000

1,00 2,00 3,00 4,00 5,00 6,00

Sohle nicht messbarer Bereich

7,00 8,00 1220

1315

1410

1505

1600

Nummer des Mess-Ensembles Abb. 2.19 Darstellung des Geschwindigkeitsprofils und der Sohlenlage

Das ADCP-Messverfahren weist gegenüber der herkömmlichen Geschwindigkeitsmessung mit Messflügeln eine Reihe von Vorteilen auf. Allerdings sind noch zahlreiche Fragen ungeklärt und bedürfen weiterer wissenschaftlicher Untersuchungen. Die Vorteile dieser Messtechnik gegenüber einer Flügelmessung sind:

– Kurze Überquerungszeiten, daher geringer Zeitaufwand und sehr hohe Datendichte gegenüber Flügelmessungen; – der Messpfad muss nicht senkrecht zur Strömung verlaufen; das Trägerboot kann sogar in einem Zickzack-Kurs über den Fluss bewegt werden. Während einer Messfahrt wird simultan zur gemessenen Geschwindigkeit auch die Sohle sowie der zurückgelegte Weg des ADCP über dem Querschnitt aufgezeichnet (bottom tracking). Mit Hilfe der Gerätesoftware können so die ermittelten Geschwindigkeiten und der Durchfluss berechnet werden.

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

35

Trotz vielversprechender Einsatzgebiete sind einige Probleme bei der Anwendung bis heute nicht gelöst:

– Das bottom tracking-Verfahren zur Bestimmung des Weges des ADCP versagt bei Geschiebetrieb; – bei Hochwasser können schwimmende Gegenstände, z. B. Treibholz, das Trägerboot beschädigen (Abb. 2.20); – es erfolgt keine Reflexion der Ultraschallimpulse bei zu hoher Schwebstoffkonzentration.

Abb. 2.20 Hoher Treibholzanfall beim Augusthochwasser am Inn

Gelingt es, das ADCP-Messverfahren auf Pegelstationen zu übertragen, könnten in Zukunft in kurzer Zeit und mit vergleichsweise geringem Personalaufwand deutlich mehr Aufzeichnungen von Geschwindigkeitsprofilen gemacht werden. Gerade bei einem Hochwasserablauf wären solche zusätzlichen Informationen ein großer Gewinn, z. B. beim Aufstellen von Abflusskurven (siehe nachfolgender Abschnitt). Abflusskurve Als Ergebnis der beschriebenen Verfahren zur Messung des Wasserstandes und der Fließgeschwindigkeiten an einem Pegel entsteht eine Abflusskurve, die den Zusammenhang zwischen Wasserstand und zugehörigem Abfluss herstellt (Abb. 2.21). Sobald eine solche Abflusskurve zur Verfügung steht, kann unmittelbar aus einem gemessenen Wasserstand der zugehörige Abfluss abgelesen werden. Naturgemäß sind Messungen bei mittleren Abflüssen häufiger als bei Hochwassersituationen. Daher gibt es meist nur wenige Messpunkte im Bereich

36

2

Planungsgrundlagen

großer Abflüsse. Die bei Hochwasser aus den gemessenen Wasserständen abgeleiteten Abflussgrößen sind daher mit großer Vorsicht zu verwenden. Ein weiterer Aspekt ist das Vorhandensein einer Hysteresis* der Abflusskurve, welche die Bestimmung des „wahren“ Abflusses zusätzlich erschwert (s. unten).

W(t) [m+NN]

W [m+NN] W1

W1

Wasserstandsganglinie

t [s]

Q(t) [m3/s]

Abflusskurve

Q1

Q [m3/s]

Abflussganglinie Q1 t1

t [s]

Abb. 2.21 Ermittlung der Abflusskurve aus Wasserstand und Abfluss

Hysteresis der Abflusskurve

Bei größeren Fließgewässern weist die Abflusskurve wie in Abb. 2.21 eine Hysteresis im Verlauf auf. Die Beziehung zwischen Abfluss und Wasserstand ist hier nicht eindeutig: Beim Anlaufen einer Hochwasserwelle gilt eine flachere Kurve als beim Ablauf der Welle. Diese Kenntnis ist bei Hochwasserschutzmaßnahmen zu beachten, weil dadurch der höchste Wasserstand zeitlich erst nach dem maximalen Abfluss auftritt (Abb. 2.22, rechts). Die Ursache hierfür liegt im unterschiedlichen Energieliniengefälle vor und nach dem Durchgang des Hochwasserscheitels. Betrachtet man hierzu einen festen Pegel (Abb. 2.22, links), so gilt für die Zeitpunkte beim Anlaufen der Welle (Zeitpunkt t) und Ablaufen der Welle (Zeitpunkt t + ∆t ):

*

Hysterese oder Hysteresis bezeichnet das Zurückbleiben einer Wirkung hinter dem jeweiligen Stand der sie bedingenden veränderlichen Größe bzw. Kraft, oder die Fortdauer einer Wirkung nach Aufhören der Ursache.

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

37

W (t ) = W (t + ∆t ) A(t ) = A(t + ∆t ) R (t ) = R (t + ∆t )

(2.10)

aber für das Energieliniengefälle

J (t ) > J (t + ∆t ) Bei gleich bleibendem Strickler-Beiwert kSt ergeben sich somit die jeweiligen Abflüsse beim Durchgang der Wellenfront und beim Durchgang des Wellenrückens zu:

Q(t ) = kSt ⋅ A(t ) ⋅ R (t )2 / 3 ⋅ J (t )1/ 2

(2.11)

und

Q (t + ∆t ) = kSt ⋅ A(t + ∆t ) ⋅ R(t + ∆t ) 2 / 3 ⋅ J (t + ∆t )1/ 2 (2.12)

= A(t )

= R (t )

< J (t )

und damit:

Q(t ) > Q(t + ∆t )

(2.13)

Diese Herleitung ist zwar nur eine vereinfachte, aber dennoch schlüssige Betrachtungsweise, mit der gezeigt werden kann, dass der größte Abfluss Qmax dem höchsten Wasserstand Wmax vorauseilt. Theoretisch sauber lässt sich das Phänomen der Hysteresis mit Hilfe der St.-Venant-Gleichungen ableiten. 2.2.4

Gewässerkundliche Werte

Aus den kontinuierlichen Messungen von Wasserstand (W) und Abfluss (Q) werden eine Reihe von gewässerkundlichen Werten abgeleitet, die für die Wasserwirtschaft wichtig sind. Stammdaten eines Pegels Die Wasserwirtschaftsverwaltungen der einzelnen Bundesländer stellen die für die Bevölkerung wichtigen Informationen ins Internet. Hierzu gehören die Daten zu den amtlichen Pegeln. In Bayern übernimmt diese Aufgabe das Bayerische Landesamt für Umwelt (bis 2005: Bayerisches Landesamt für Wasserwirtschaft). In Tabelle 2.1 sind als Beispiel die Stammdaten des Pegels Mering

38

2

Planungsgrundlagen

an der Paar dargestellt. Die Meldestufen mit ihren unmittelbaren Auswirkungen sind hier quantifiziert. Damit sind die Auswirkungen eines Hochwassers für jeden Bürger gut einzuordnen.

Wellenfront

Wellenrücken

W max W W(t) = W(t+∆t)

Q max Q

Q(t+∆t)

Q(t)

Pegel Abb. 2.22 Hysteresis einer Hochwasserwelle (schematische Darstellung)

Tabelle 2.1 Stammdaten des Pegels Mering / Paar (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt) Zuständiges Amt:

WWA Donauwörth

Messstellen-Nr.:

13201000

Einzugsgebiet:

162,98 km²

Flusskilometer:

114,00 km

Pegelnullpunktshöhe:

504,90 m ü. NN

Rechtswert (Gauss-Krüger, Bezug 12° Meridian):

4424840 m

Hochwert (Gauss-Krüger):

5348870 m

Datenfernübertragung:

ja

Meldebeginn:

90,00 cm

Meldestufe 1:

90,00 cm

Meldestufe 2:

120,00 cm

Meldestufe 3:

140,00 cm

Meldestufe 4:

180,00 cm

Q

2.2 Niederschlag und Abfluss (Pegelwesen)

39

Gewässerkundliche Hauptzahlen Ebenso wie die Stammdaten, sind auch die sogenannten Hauptzahlen an einem Pegel von Interesse. Hierzu gehören insbesondere die mittleren und höchsten Hochwasserabflüsse und -wasserstände. Tabelle 2.2 gibt die festgelegten Abkürzungen der gebräuchlichen Hauptwerte wieder. Tabelle 2.2 Die gewässerkundlichen Hauptzahlen (W = Wasserstand, Q = Abfluss) NNW, NNQ

niedrigstes Tagesmittel aller aufgezeichneten Jahre

NW, NQ

niedrigstes Tagesmittel im Beobachtungszeitraum

MNW, MNQ

Mittel der NW bzw. NQ aller Jahre

MW, MQ

Mittel eines oder aller Jahre (Bezug angeben!)

MHW, MHQ

Mittel der HW bzw. HQ aller Jahre

HW, HQ

höchster Wert im Beobachtungszeitraum

HHW, HHQ

höchster Wert aller Jahre

Tabelle 2.3 und Tabelle 2.4 zeigen Beispiele für gewässerkundliche Hauptzahlen am Pegel Mering / Paar (Stand Juni 2006). Es versteht sich von selbst, dass diese Zahlen ständig aktualisiert werden müssen, da nach jedem neuen Hochwasser die statistisch auswertbare Zeitreihe wächst. Für die praktische Umsetzung, d. h. Anpassung von wasserbaulichen Anlagen an die geänderten hydrologischen Daten werden allerdings vernünftigerweise größere Zeiträume gewählt (10 bis 15 Jahre). Tabelle 2.3 Hauptzahlen der Abflüsse und Wasserstände am Pegel Mering / Paar (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt ) 3

Wasserstände in cm (Jahresreihe 1993 - 2003) Winter

Abflüsse in m /s (Jahresreihe 1985 - 2003)

Sommer

Jahr

NW

31,0

29,0

29,0

NQ

Winter 0,91

Sommer 0,75

Jahr 0,75

MNW

35,0

33,0

33,0

MNQ

1,33

1,20

1,13

MW

40,0

38,0

39,0

MQ

2,12

1,97

2,04

MHW

104

124

140

MHQ

11,8

14,9

17,3

HW

191

223

223

HQ

23,1

34,9

34,9

40

2

Planungsgrundlagen

Tabelle 2.4 Höchste Pegelstände und Abflüsse im Beobachtungszeitraum am Pegel Mering (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt) Höchste Pegelstände

Höchste Abflüsse

1.

223 cm

22.05.1999

1.

34,9 m /s

2.

197 cm

12.08.2002

2.

30,4 m /s

3.

193 cm

22.09.2000

3.

29,4 m /s

4.

191 cm

14.04.1994

4.

27,4 m /s

5.

152 cm

07.06.1995

5.

23,1 m /s

3

22.05.1999

3

12.08.2002

3

22.09.2000

3

19.08.1987

3

14.04.1994

Hochwasserlängsschnitt Bemessungshochwasser werden häufig für Flussquerschnitte gefordert, für die keine oder nicht ausreichende Pegelbeobachtungen vorliegen. Um die an Pegelstellen gewonnenen Informationen auf Flussquerschnitte ohne Beobachtung zu übertragen, werden Hochwasserlängsschnitte und Hochwasserspendendiagramme der einzelnen Flussgebiete erarbeitet. Im Hochwasserlängsschnitt werden die mittleren Hochwasserabflüsse und die Hochwasser unterschiedlicher Jährlichkeiten HQT über den Flusslauf (Flusskilometer) eingetragen (Abb. 2.23). Grundlage ist die Berechnung der Jährlichkeiten HQT unter Heranziehung von jährlichen Serien und Verteilungsfunktionen (siehe Abschnitt 2.5.1). Mit Hilfe solcher Hochwasserlängsschnitten kann die Jährlichkeit bestimmter Abflüsse an den Pegeln und am Flusslauf abgeschätzt werden. Die Grafik in Abb. 2.23 zeigt ein Beispiel an der Paar. In der Regel erwartet man wegen der seitlichen Zuflüsse einen Anstieg des HQT mit der Fließlaufentwicklung. Im gezeigten Beispiel fällt jedoch auf, dass die Abflüsse bestimmter Jährlichkeit nicht notwendigerweise ansteigen müssen. Bei Ausleitungen oder starken Versickerungen können diese im Verlauf des Flusslaufes auch wieder abnehmen. Die Paar beispielsweise tritt bei Hochwasser zwischen den Pegeln Mering und Pegel Paar in das benachbarte Lechgebiet über. Dies erklärt die Abnahme des Abflusses trotz gleichbleibender Jährlichkeit.

2.3 Speicherwirtschaft

41

Abb. 2.23 Hochwasserlängsschnitt der Paar (rechter Donauzufluss)

2.3 Speicherwirtschaft Speichereinrichtungen (Hochwasserrückhaltebecken und Talsperren) sind teure wasserbauliche Anlagen. Um sie wirtschaftlich zu erstellen, spielt die richtige Dimensionierung des erforderlichen Speicherraumes eine wichtige Rolle. Der Zufluss in einen Speicher und die geplante Abgabe müssen über lange Zeiträume in einem ausgewogenen Verhältnis zueinander stehen. Lediglich Ausnahmesituationen, wie Hochwasserabflüsse und extreme Trockenzeiten mit Niedrigwasser dürfen den planmäßigen Speicherbetrieb vorübergehend ändern. Wegen der zeitlichen Variabilität der Zuflüsse ist diese schwierige Zielsetzung nur zu erreichen, wenn der zufällige Charakter der Abflusssituation im Projektgebiet möglichst gut verstanden wird. Dafür wird eine lange Zeitreihe von vergangenen Abflüssen benötigt. Gelingt die Analyse des Abflussgeschehens im Einzugsgebiet, können die künftigen Zuflüsse in den geplanten Speicher zuverlässig angesetzt und der Speicherbetrieb optimiert werden. Gleichzeitig lassen sich Aussagen zur Zuverlässigkeit der Bewirtschaftung machen, die für eine Wirtschaftlichkeitsberechnung unabdingbar sind.

42

2.3.1

2

Planungsgrundlagen

Speichergleichung

Vernachlässigt man vorerst den auf einen Speichersee fallenden Niederschlag sowie Verdunstung und Versickerung, so bleiben als maßgebende Bemessungsgrößen der zeitliche Zufluss Z(t) in den Speicher und die geplante Abgabe A(t) aus dem Speicher (Abb. 2.24). Abhängig von diesen beiden Größen verändert sich der Speicherinhalt S(t) nach folgender Differenzialgleichung erster Ordnung:

dS (t ) = QZ (t ) − QA (t ) dt

(2.14)

W(t)

QZ(t)

W(t) S(t) QA(t)

Abb. 2.24 Definition von Zufluss QZ(t), Abfluss QA(t) und Speicherinhalt S(t)

Diese allgemeine Speichergleichung ist die Grundlage praktisch aller Verfahren zur Speicherbemessung und -bewirtschaftung. Die Differenzialgleichung ist analytisch lösbar, wenn die Abgabe QA(t) ebenso wie der Zufluss QZ(t) eine bekannte bzw. festgelegte Funktion von der Zeit sind. In der Praxis hängt die Abgabe jedoch meist vom jeweiligen Wasserstand W(t) im Speicher ab. Bei Abgabe durch einen Grundablass gilt die hydraulische Abflussbeziehung von Torricelli und beim freien Überlauf über die Hochwasserentlastungsanlage die Poleni-Formel (siehe Gleichung 4.1 in Kapitel 4 „Wehre“). Damit kommt eine weitere Beziehung in die Speichergleichung und sie ist analytisch nicht mehr trivial lösbar, sondern muss numerisch oder grafisch behandelt werden. Speicherinhaltslinie Der benötigte Zusammenhang zwischen Speicherinhalt und Wasserstand wird über die Speicherinhaltslinie (Beckeninhaltslinie) hergestellt. Ausgangspunkt ist eine planimetrisch erstellte Seeflächenlinie, welche die Beziehung zwischen Wasserspiegel W(t) und der zugehörigen Seefläche beschreibt. Wird die Seeflächenlinie über die Höhe integriert, entsteht die Speicherinhaltslinie. Jedem Wasserstand W(t) ist dann ein eindeutiger Speicherinhalt S(t) zugeordnet

2.3 Speicherwirtschaft

43

und umgekehrt (Abb. 2.25). Diese Linie ist konkav, wenn der Wasserspiegel auf der Ordinate und der Speicherinhalt auf der Abszisse angetragen werden, da sich im Normalfall ein Flusstal mit zunehmender Höhe aufweitet.

Wasserstand W [m+NN]

typischer konkaver Verlauf wegen Aufweitung des Tales mit zunehmender Höhe Speicherinhalt S [m3]

Abb. 2.25 Schematische Speicherinhaltslinie

2.3.2

Speicherbewirtschaftung

Die einfachste Betriebsregel eines Versorgungsspeichers erfolgt nach der sogenannten Standardabgaberegel. Es wird versucht, eine konstante Abgabe ASoll zu realisieren (Abb. 2.26). Dies gelingt gewöhnlich über lange Zeitenräume, wenn der variable Speicherzufluss ähnlich der mittleren Abgabe aus dem Becken ist. Fließt über längere Dauer weniger zu, als abgegeben wird, sinkt der Speicherinhalt. Ist der Speicher leer, kann die Sollabgabe nicht mehr erfolgen; es wird nur mehr der aktuelle Zufluss abgegeben (Defizit-Phase). Bei länger anhaltenden hohen Zuflüssen, die größer als das Abgabe-Soll sind, füllt sich der Speicher und es entsteht ein Überschuss, der unkontrolliert über die Hochwasserentlastung abgegeben wird. Es ist verständlich, dass der Regelbetrieb mit einer konstanten Abgabe ASoll umso länger aufrecht erhalten werden kann, je größer die Kapazität K des Beckens ist.

44

2

Planungsgrundlagen

Kapazität K K

Sp eic he r

soll Ai,Soll A i

Sp eic he r

lee

vo ll

r

Aii A

Überschuss Üi Üi Überschuß

Defizit Di D i Defizit SSi i++ZiZi soll AAi,Soll i

K K

soll K + Ai,Soll K+A i

Abb. 2.26 Standardabgaberegel

Mit Betriebssimulationen können Szenarien durchgespielt werden, mit deren Hilfe die Zuverlässigkeit des Speicherbetriebes abgeschätzt werden kann. Hierzu können historische Abflusszeitreihen verwendet werden, die in das Programm eingehen und bei Vorgabe von unterschiedlichen Kapazitäten und Sollabgaben das Speicherverhalten simulieren. Alternativ zu gemessenen Ganglinien werden vielfach auch synthetisch generierte Abflussreihen verwendet (vgl. Abschnitt 2.6.1).

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle) Eine zentrale Aufgabe bei der wasserwirtschaftlichen Planung besteht in der Abschätzung von Hochwassern bestimmter Jährlichkeiten. So dient die Kenntnis des sogenannten hundertjährlichen Hochwassers HQ100 beispielsweise der Projektierung von Hochwasserschutzanlagen; der Abfluss eines tausendjährlichen Hochwassers HQ1000 wird angesetzt, um die Hochwasserentlastungsanlagen von Talsperren hydraulisch zu dimensionieren (siehe Abschnitt 2.5.1). Sind Pegelaufzeichnungen über mehrere Jahrzehnte vorhanden, können Hochwasserwahrscheinlichkeiten mit Hilfe statistischer Verfahren ermittelt werden (s. Abschnitt 2.5). Meist wird dabei der Scheitelabfluss bzw. Maximalwert einer Hochwasserwelle gesucht. Der Scheitelabfluss ist eine wichtige Größe bei der Bemessung von

– Durchlässen und Brücken, – Hochwasserentlastungsanlagen oder

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

45

– Wehren. Häufig reicht jedoch die Kenntnis des Scheitelabflusses nicht aus, um wasserwirtschaftliche Maßnahmen zu planen. Bei der Dimensionierung eines Hochwasserrückhaltebeckens spielt die Hochwasserspitze praktisch keine Rolle. Hier wird die Kenntnis des zeitlichen Verlaufs der Welle benötigt, also die Ganglinie des maßgebenden Hochwasserereignisses, weil sich nur daraus die Dauer und die Fülle (= Volumen) der Hochwasserwelle bestimmen lässt. Für Steuerungs- und Optimierungsaufgaben wird darüber hinaus eine große Anzahl von Hochwasserganglinien benötigt, um gesicherte und belastbare Aussagen machen zu können. Neben der statistischen Analyse der Hochwasser sind daher Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle) entwickelt worden, um das Abflussverhalten in einem Einzugsgebiet abzuschätzen. N-A-Modelle sind Abbilder der realen, sehr komplexen Beziehung zwischen Niederschlag und Abfluss. In der Regel werden die Modelle der jeweiligen Fragestellung und der Größe des Einzugsgebietes angepasst. 2.4.1

Kleine Einzugsgebiete

Sehr kleine Einzugsgebiete kleiner etwa 20 km2 besitzen häufig keine Pegelstationen für die Messung von Wasserständen und damit zur Bestimmung von Abflüssen. Das Abflussverhalten infolge starker Niederschläge kann hier daher nicht auf der Basis von Einheitsganglinienverfahren abgeschätzt werden. Um dennoch zu vernünftigen Dimensionierungsgrundlagen zu gelangen, ist man hier bei der Abschätzung von Hochwasserabläufen auf vereinfachte Schätzverfahren angewiesen. Eine Möglichkeit bieten dreiecksförmige Typganglinien. Hierzu hat das ehemalige Bayerische Landesamt für Wasserwirtschaft LfW (heute Bayerisches Landesamt für Umwelt LfU) ein Verfahren zur Vorabschätzung der Bemessungshochwasserspitzen in Kleinsteinzugsgebieten entwickelt und empfohlen. Hierbei wird die Wirkung eines Blockregens durch eine dreiecksförmige Hochwasserganglinie angenähert (Abb. 2.27). Wichtige Parameter der Dreieckswelle sind die Anlaufzeit tAn und die Ablaufzeit tAb.

46

2

Planungsgrundlagen

Zeit t [Min] Blockregen NT N [mm] Q

[m3/s]

Abflussscheitel HQT

Abflussganglinie

Zeit t [Min] tAn

tAb

Abb. 2.27 Dreieck-Typganglinie (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt)

Mit Hilfe von Gebietsparametern (Einzugsgebietsgröße, Fließweg, Höhendifferenz, lässt sich die Anlaufzeit tAn ermitteln:

t An = 227,3 ⋅ ( L / ∆h )

0,385

(2.15)

Der maximale Fließweg L ist die Entfernung zwischen dem Untersuchungsquerschnitt und dem Schnittpunkt zwischen der Wasserscheide und dem dorthin verlängerten Hauptgewässer. Die Höhendifferenz ∆h ist der Höhenunterschied zwischen Beginn und Ende dieses verlängerten Hauptgewässers. Beide Werte sind in [m] einzusetzen; dann ergibt sich die Anlaufzeit in Minuten*. Die Ablaufzeit tAb kann abgeschätzt werden mit Hilfe eines Gebietsfaktors F, der von den Retentionseigenschaften des Einzugsgebietes abhängt:

t Ab = F ⋅ t An

*

(2.16)

Der Ansatz entspricht der in den USA für semiaride Gebiete entwickelten Kirpich-Formel und wurde vom ehamaligen Bayerischen Landesamt für Wasserwirtschaft an humide Verhältnisse in Deutschland mit längeren Anlaufzeiten angepasst.

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

47

Es ist zu beachten, dass mit Zunahme des Gebietsfaktors der Scheitelabfluss abnimmt. Die so entstehende Abflussganglinie besitzt bei diesem Ansatz die selbe Jährlichkeit wie der gewählte Niederschlag. Tabelle 2.5 Faktor zur Berücksichtigung der Retentionseigenschaften (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt) Landnutzung im Einzugsgebiet

Hydraulische Charakteristik

Faktor F

Siedlungsgebiete

überwiegend befestigte, hydraulisch glatte Flächen

1,00

aufgelockerte Bebauung mit Gärten, landwirtschaftliche Nutzflächen

nur teilweise befestigte Flächen

1,25

Mischung von Waldanteilen sowie Acker- und Wiesenflächen, Bebauung untergeordnet

Normalfall

1,50

hohe Anteile von Wald, Moorflächen, moorige Böden

hohe Retention, hydraulisch raue Verhältnisse

2,00

Folgende Randbedingungen sind bei der Anwendung des dargestellten Schätzverfahrens zu beachten:

– Gleichmäßige Überregnung des Einzugsgebietes, – der Niederschlag fällt als Blockregen, – die Niederschlagsdauer entspricht der Anlaufzeit der Hochwasserwelle. Wegen der Annahme der gleichmäßigen Überregnung ist das Verfahren ungeeignet bei Einzugsgebietsgrößen AEo > 20 km2. Ebenso ist das Verfahren bei alpinen Einzugsgebieten, Wildbächen und Gebieten, die stark durchlässige Böden haben (Klüfte, Karst, Schotterflächen) nicht anzuwenden. 2.4.2

Mittlere Einzugsgebiete

Der gemessene Niederschlag kommt in aller Regel nicht unmittelbar zum Abfluss. Nur ein Teil davon trägt zum Anstieg des Abflusses in einem Gewässer bei. Dies ist der abflusswirksame Niederschlag oder Effektivniederschlag. Der Rest verdunstet oder wird in Mulden und Senken zurückgehalten und zeitver-

48

2

Planungsgrundlagen

zögert dem Grundwasser zugeführt (Verluste bzw. Gebietsrückhalt). Die Aufteilung des Niederschlags N(t) in Abhängigkeit von der Zeit zeigt folgende Abb. 2.28:

N [mm/h]

Anteil Gebietsrückhalt Gesamtniederschlag Effektivniederschlag (abflusswirksamer Niederschlag)

t [h] Abb. 2.28 Aufteilung des Gesamtniederschlags in Gebietsrückhalt und Effektivniederschlag

Der prozentuale Anteil des Effektivniederschlags am Gesamtniederschlag wird durch den Abflussbeiwert oder Abflusskoeffizienten ausgedrückt. Er hängt vom Vorregen, der Bodensättigung und maßgeblich von der Art der Bebauung ab (Tabelle 2.6): Tabelle 2.6 Abflussbeiwert in Abhängigkeit von der Bebauungsart Bebauungsart

Abflussbeiwert

dichte Bebauung

0,7 bis 0,9

geschlossene Bebauung

0,5 bis 0,7

offene Bebauung

0,3 bis 0,5

gartenreiche Außenviertel

0,2 bis 0,3

unbebautes Gelände

0,1 bis 0,2

Parkanlagen

0,05 bis 0,1

Gebietsniederschlag und Gebietsrückhalt Wie bereits erwähnt, kommt nur ein gewisser Anteil des Niederschlages direkt zum Abfluss. Eine wichtige Frage ist also, wie hoch dieser abflusswirksame Niederschlag ist. Tabelle 2.6 ermöglicht nur eine grobe Abschätzung.

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

49

Sind in einem Einzugsgebiet Niederschlagsmessungen über viele Jahre vorhanden, lässt sich ein Zusammenhang zwischen dem Gebietsrückhalt und anderen ereignisabhängigen Parametern herstellen. Mit Hilfe der Regressionsrechnung entsteht eine koaxiale Darstellung dieser Parameter (Koaxialdiagramm, Abb. 2.29). Koaxialdiagramm Mit Hilfe einer koaxialen Darstellung, lässt sich der Abflusskoeffizient bei einem bestimmten Niederschlag bestimmen. Abb. 2.29 zeigt die Anwendung eines Koaxialdiagramms für einen Niederschlag im Mai mit einer Dauer von sechs Stunden und einem Gesamtniederschlag von 40 mm. Bei einem Vorregen von 20 mm innerhalb der vergangenen fünf Tage ergibt sich der Gebietsrückhalt zu 24 mm. Das bedeutet, dass lediglich 16 mm direkt zum Abfluss kommen werden. Daraus errechnet sich der Abflusskoeffizient zu ϕ = 0,40. Eine solche schnelle Auswertung ist nur möglich, wenn vorher im betrachteten Einzugsgebiet viele Messungen des Niederschlages und des daraus resultierenden Abflusses gemacht wurden. Dann lässt sich durch eine lineare Regression (Punkte im ersten Quadranten) ein Zusammenhang zwischen berechnetem und gemessenem Gebietsrückhalt herstellen. SCS-Verfahren Auf der Basis von gemessenen Niederschlag-Abfluss-Ereignissen in kleinen Einzugsgebieten ist in den USA das SCS-Verfahren entwickelt worden (U. S. Soil Conservation Service). Hierbei wird der Gebietsrückhalt in Abhängigkeit von

– der Bodenart, – der Bodennutzung, – der Jahreszeit und – der Bodenfeuchte ermittelt. Die Bodenfeuchte ist von der Höhe des Vorregens innerhalb der zurückliegenden 5 Tage und der Jahreszeit abhängig und wird mit einer Bodenfeuchteklasse definiert (Tabelle 2.7).

50

2

Planungsgrundlagen

Beispiel: VN = 20 mm Woche = 21 (Mai) Dauer D = 6 h N = 40 mm N - ND = 24 mm ND = 16 mm K = ND/N = 0,40

N - ND [mm] berechnet

Abb. 2.29 Ermittlung des Gebietsrückhaltes mit Hilfe eines Koaxialdiagramms nach [2.7]

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

Tabelle 2.7

51

Bestimmung der Bodenfeuchteklasse [2.7]

Bodefeuchteklasse

Niederschlagshöhe in den vorangegangenen 5 Tagen [mm] Vegetationsperiode

übrige Zeit

1

< 30

< 15

2

30 – 50

15 – 30

3

> 50

> 30

Ein weiterer Parameter ist der Bodentyp. Das SCS-Verfahren unterscheidet folgende vier Bodentypen:

– Bodentyp A: Böden mit großem Versickerungsvermögen, auch nach starker Vorbefeuchtung, z. B. tiefe Sand- und Kiesböden, – Bodentyp B: Böden mit mittlerem Versickerungsvermögen, tiefe bis mäßig tiefe Böden mit mäßig feiner bis mäßig grober Textur (d. h. Anordnung und Verteilung der Gemengeteile eines Gesteins), zum Beispiel mitteltiefe Sandböden, Löss, schwach lehmiger Sand, – Bodentyp C: Böden mit geringem Versickerungsvermögen, Böden mit feiner bis mäßig feiner Textur oder mit Wasser stauender Schicht, zum Beispiel flache Sandböden, sandiger Lehm, – Bodentyp D: Böden mit sehr geringem Versickerungsvermögen, Tonböden, sehr flache Böden über nahezu undurchlässigem Material, Böden mit dauernd sehr hohem Grundwasserspiegel. Aus dem Bodentyp und der Bodennutzung lässt sich die Gebietskenngröße CN aus folgender Tabelle ermitteln (Tabelle 2.8).

52

2

Planungsgrundlagen

Tabelle 2.8

CN-Werte in Abhängigkeit von Bodentyp und Bodennutzung für die Bodenfeuchteklasse II [2.7]

Bodennutzung

Ödland (ohne nennenswerten Bewuchs) Hackfrüchte, Wein Wein (Terrassen) Getreide, Futterpflanzen Weide: normal karg Dauerwiese Wald: stark aufgelockert mittel dicht undurchlässige Flächen (z. B. versiegelter Anteil von Ortschaften, Straßen usw.)

CN-Wert bei Bodentyp A

B

C

D

77 70 64 64 49 68 30 45 36 25 100

86 80 73 76 69 79 58 66 60 55 100

91 87 79 84 79 86 71 77 73 70 100

94 90 82 88 84 89 78 83 79 77 100

Das originale SCS-Verfahren weist noch weitere Bodennutzungen auf, die aber in Deutschland nicht üblich sind. Bei Einzugsgebieten, die mehrere unterschiedliche Nutzungsarten und Bodentypen aufweisen, sind die Werte entsprechend der Teilflächen zu mitteln. Aus Abb. 2.30 lässt sich nun der abflusswirksame oder effektive Niederschlag ND ermitteln. Daraus wiederum bestimmt sich der Abflussbeiwert ϕ :

ϕ=

ND N

(2.17)

Wurden im Einzugsgebiet bedeutende Niederschlag-Abfluss-Ereignisse gemessen und lässt sich daraus der Gebietsrückhalt bestimmen, so können die Wertepaare N und ND in das Diagramm eingetragen werden. Daraus lässt sich dann ein zutreffender CN-Wert bestimmen. Eine Korrektur der CN-Werte ist notwendig, wenn der gemessene Vorregen nicht der Tabelle zur Bestimmung der Bodenfeuchte entspricht. In diesem Fall ist eine Umrechnung nach Abb. 2.31notwendig:

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

53

Abb. 2.30 Ermittlung des effektiven (direkten) Niederschlags ND [2.7]

Einschränkungen bei der Anwendung des SCS-Verfahrens:

Das SCS-Verfahren ist für amerikanische Verhältnisse entwickelt worden. Die dort zum Teil extremen Bodentypen A und D kommen in Mitteleuropa selten vor. Wegen der Schwierigkeiten bei der Einstufung der Bodentypen und Nutzungsarten sollten diese Parameter zunächst innerhalb sinnvoller Grenzen variiert werden, um die Auswirkungen auf ND bzw. ϕ zu überprüfen (Sensitivitätsanalyse). Den zeitlichen Verlauf der Einzelkomponenten bei Ablauf eines Hochwassers zeigt die Darstellung in Abb. 2.32.

54

2

Planungsgrundlagen

Abb. 2.31 Umrechnung der CN-Werte von Bodenklasse 2 auf Klasse 1 oder 3 [2.7]

Q [m3/s]

Gesamtabfluss

Direktabfluss

Oberflächenabfluss

Zwischenabfluss Basisabfluss Zeit [h] Abb. 2.32 Komponenten des Abflusses bei Hochwasser

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

55

Die einzelnen Abflusskomponenten lassen sich folgendermaßen beschreiben: Oberflächenabfluss:

Zwischenabfluss:

Basisabfluss:

Direktabfluss:

Gesamtabfluss:

Dieser Abflussanteil trägt hauptsächlich zur Entstehung des Hochwassers bei. Er fließt den Bächen und Flüssen unmittelbar über die Bodenoberfläche zu. Hierbei folgt das Wasser dem steilsten Geländegefälle oder fließt durch Gräben dem Gewässer zu. Der Zwischenabfluss (Interflow) bleibt nicht an der Bodenoberfläche sondern dringt in die oberen, durchlässigen Bodenschichten ein. Durch feine Kanäle und Röhren im Boden und das Porensystem der oberen Bodenschichten findet es dennoch rasch den Weg zum Gewässer und erreicht es, noch bevor das Hochwasser vorbei ist. Der Basisabfluss ist derjenige Abfluss, der vor und nach Ablauf einer Hochwasserwelle in einem Gewässer vorherrscht. Er wird bei natürlichen Gewässern überwiegend aus dem Grundwasser gespeist. Der Direktabfluss ist der Teil der Abflussganglinie, der ohne größere Verzögerung aus dem Niederschlag entsteht. Er setzt sich aus dem Oberflächen- und dem Zwischenabfluss zusammen. Der Gesamtabfluss besteht aus der Summe von Direktabfluss und Basisabfluss.

Für Analysen kann der Anfangspunkt des Direktabflusses an den Punkt der Abflussganglinie gelegt werden, wo eine merkliche Abflusszunahme einsetzt. Die Festlegung des Endpunktes des Direktabflusses bleibt eine Ermessensfrage, da der auslaufende Ast des Direktabflusses mit einem verhältnismäßig flachen Einmündungswinkel in den Basisabfluss übergeht. Oft ist es am günstigsten, den Endpunkt dorthin zu legen, wo eine deutliche Abflachung der Hochwasserwelle zu erkennen ist. Abtrennung des Basisabflusses Nicht einfach gestaltet sich die Abtrennung des Basisabflusses vom Gesamtabfluss. Es sind mehrere Ansätze bekannt, die alle ihre Vor- und Nachteile besitzen [2.15]. Der horizontale Geradenabzug (Abb. 2.33, links) liefert meist zu lange abfallende Äste. Der ansteigende Geradenabzug (Abb. 2.33, rechts) zwischen einem festgelegten Anfangs- und Endpunkt einer Welle ist physikalisch gut begründbar, da der Grundwasserabfluss durch die Niederschläge nach einem Hochwasser in der Regel ansteigt.

56

2

Planungsgrundlagen

Neben diesen einfachen Methoden gibt es die Möglichkeit der Anpassung mit Hilfe mehrerer Geradenabschnitte oder Spline-Funktionen [2.15].

Zeit

Zeit

Abb. 2.33 Möglichkeiten der Abtrennung des Basisabflusses

Das Verfahren der Einheitsganglinien (UH-Konzept) Ausgehend von den beiden wichtigsten Komponenten eines NiederschlagAbfluss-Prozesses, dem effektiven Niederschlag Neff und dem Direktabfluss QD, bietet die Systemtheorie ein Werkzeug an, wie aus der Messung von Niederschlägen zugehörige Abflussganglinien entwickelt werden können. In den USA entwickelt, wird es weltweit als das Unit-Hydrograph-Konzept oder kurz UH-Konzept bezeichnet. In Deutschland ist auch die Bezeichnung Einheitsganglinienverfahren gebräuchlich. Es ist ein empirisches Verfahren und kein physikalisch begründetes Modell. Dennoch hat es erfolgreich Einzug in die wasserwirtschaftliche Planung gefunden. Seinem Wesen nach ist das UH-Verfahren ein Black-Box-Modell (Abb. 2.34). Das bedeutet, dass die internen Vorgänge in der Box für den Anwender unbekannt bzw. unsichtbar sind. Er kennt nur den Input in das System (z. B. den effektiven Niederschlag) und den Output aus dem System (z. B. den Direktabfluss aus dem Einzugsgebiet). Das Einzugsgebiet selbst mit all den hydraulischen Vorgängen und Wirkungen ist in der Black Box enthalten und wird durch eine lineare Systemfunktion h(τ) beschrieben.

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

Input x(t)

57

Output y(t) Systemfunktion h(τ)

( z. B. Niederschlag ) Neff (t)

( z. B. Abfluss ) ( z. B. Einzugsgebiet )

QD (t)

Abb. 2.34 Allgemeines Prinzip eines Black-Box-Systems

Das UH-Verfahren entstammt der Theorie der linearen Systeme, die in der Regelungstechnik weit verbreitet sind. Folgende Randbedingungen bzw. Voraussetzungen sind einzuhalten bzw. zu bedenken:

– Beim Input in das System handelt es sich um den effektiven Niederschlag Neff. Der Gebietsrückhalt ist also vorher abzuziehen. – Der Output ist der Direktabfluss QD, d. h. der Basisabfluss ist im betrachteten Abfluss nicht enthalten. – Das Einzugsgebiet wird vollständig und örtlich gleichmäßig überregnet. Eine zeitliche Variabilität des Niederschlages ist allerdings möglich. – Das System ist zeitinvariant, d. h. die Systemfunktion h(τ) bleibt zeitlich unverändert, egal zu welcher Jahreszeit es angewendet wird. – Es ist ein lineares Verfahren, es gilt demnach das Superpositionsprinzip: Ein doppelter Niederschlag z. B. führt demnach zu einem doppelt so hohen Abfluss. – Es handelt sich um ein konservatives System, es geht demnach kein Wasser verloren (z. B. durch Ausleitung) und es werden keine Abflüsse aus benachbarten Einzugsgebieten beigeleitet. Wenn auch das Prinzip der Black Box nicht physikalisch belegbar ist, so ist seine Anwendung dennoch zu rechtfertigen: Die Ergebnisse passen meist gut mit der Realität zusammen. Die Systemfunktion verknüpft Input und Output des Systems durch folgende lineare Beziehung:

y (t ) =

∞

³ τ

=0

x(t − τ ) ⋅ h(τ ) dτ

(2.18)

58

2

Planungsgrundlagen

Hierbei wird das Produkt der beiden Funktionen x(t-τ) und h(τ) integriert. Wegen der Zeitverschiebung handelt es sich dabei um eine Faltung. Daher trägt das Integral auch den Namen Faltungsintegral und entspricht der WienerHopff-Gleichung aus der Theorie der linearen Systeme. Die nachfolgende Abb. 2.35 zeigt anschaulich das Faltungsprinzip und Abb. 2.36 ein ausgeführtes Beispiel für die Anwendung des UH-Verfahrens.

x(t) z. B. effektiver Niederschlag

x(t-τ) Integrationsrichtung

t h(τ)

h(τ) τ y(t)

z. B. Direktabfluss y(t) t Abb. 2.35 Schematische Darstellung des UH-Verfahrens

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

Abb. 2.36 Beispiel für die Anwendung des UH-Verfahrens

59

60

2

Planungsgrundlagen

Bestimmung von Einheitsganglinien Häufig müssen wasserwirtschaftliche Planungen für kleine Einzugsgebiete durchgeführt werden, in denen keine Abflusspegel installiert sind. Folglich fehlen die für eine mathematische Herleitung einer Einheitsganglinie erforderlichen korrespondierenden, d. h. zeitlich zusammengehörenden Ereignisse Niederschlag und Abfluss. Um dennoch zu einer repräsentativen Einheitsganglinie für ein solches Einzugsgebiet zu gelangen, bieten sich für die Praxis mehrere Möglichkeiten an:

– Herleitung einer synthetischen Einheitsganglinie auf Basis von Gebietscharakteristika (z. B. Gefälle, Einzugsgebietsgröße, Vorfluterdichte etc.). Hier spielen die in den 1980er Jahren entwickelten Verfahren von Wackermann [2.27], Verworn und Harms [2.26] und besonders Lutz [2.16] eine wichtige Rolle. – Ableitung einer passenden Einheitsganglinie aus Vergleichsgebieten, für die Einheitsganglinien vorliegen und die ähnliche gebiets- und flussmorphologische Eigenschaften aufweisen. Für dieses Vorgehen wurden vom DVWK Sammlungen mit Einheitsganglinien herausgegeben [2.9]. Aufgrund der unterschiedlichen Datengrundlage bei der Entwicklung von NA-Modellen ergeben sich für ein und dasselbe Einzugsgebiet teils sehr unterschiedliche Einheitsganglinien. Man sollte sich daher an den Verfahren orientieren, die speziell für das Planungsgebiet aufgestellt worden sind. Analytische Herleitung einer Einheitsganglinie

Ein analytischer Weg zur Herleitung eines „Unit-Hydrograph“ bietet sich, wenn mehrere (!) korrespondierende Aufzeichnungen zu Niederschlag und Abfluss vorliegen. Dieses mathematische Vorgehen wird im Folgenden an Hand eines ausgeführten Beispiels erläutert. Es handelt sich hierbei um eine beispielhafte Interpretation von Gleichung 2.18. Gegeben ist in Abb. 2.37 die Aufzeichnung von Stundenwerten eines zehn Stunden andauernden Niederschlages in einem Einzugsgebiet. Die korrespondierende Hochwasserwelle als Folge diese Regens ist in nachfolgender Abb. 2.38 angegeben. Die oberirdische Einzugsgebietsfläche beträgt AEo = 60,326 km2. Offenbar beginnt die Hochwasserwelle bei Q0 = 2,8 m3/s. Dieser Wert wird nach 36 Stunden wieder erreicht. Angenommen wird daher ein konstanter Basisabfluss von QB = 2,8 m3/s. Zieht man den Basisabfluss von der gemessenen Ganglinie ab, ergibt sich damit der Direktabfluss QD laut Tabelle 2.9.

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

Abb. 2.37 Stundenwerte des gemessenen Niederschlags (56,5 mm innerhalb 10 Stunden)

Abb. 2.38 Gemessene Abflussganglinie

61

62

2

Planungsgrundlagen

Tabelle 2.9

Gesamtabfluss Qi und Direktabfluss QD,i

Zeit [Stunden]

Qi 3 [m /s]

QD,i 3 [m /s]

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 34

2,8 6,7 23,6 52,2 72,5 67,9 49,5 29,4 17,1 12,7 10,0 7,1 4,9 4,0 3,3 2,9 2,9 2,8 Summe:

0,0 3,9 20,8 49,4 69,7 65,1 46,7 26,6 14,3 9,9 7,2 4,3 2,1 1,2 0,5 0,1 0,1 0,0 321,9

Die Summe der Ordinaten des Direktabflusses beträgt 321,9 m3/s. Der daraus sich ergebende Oberflächenabfluss beträgt damit VSR = 321,9 m3 /s ⋅ 7200 s = 2 317 680 m3 Der gesamte Niederschlag ergibt ein Volumen von VP = 56,5 mm ⋅ 60,325 km 2 = 3 408 363 m3 Der Anteil des Niederschlages, der zum Abfluss kommt, ist somit VSR 2 317 680 m3 = = 0,68 VP 3 408 363 m3 und entspricht dem Abflusskoeffizienten ϕ. Mit dem nun bekannten Abflusskoeffizienten lässt sich der effektive Niederschlag berechnen:

N eff , i = ϕ ⋅ N i

(2.19)

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

63

Tabelle 2.10 Berechnung des effekiven Niederschlags Zeit [Stunden]

Ni

Ni

Neff,i

[mm/Stunde]

[mm/2 Stunden]

[mm]

0,00 1,15 1,55

0,00

0,00

2,70

1,84

12,00

8,16

20,75

14,11

17,00

11,56

4,05 Summe:

2,75 56,5

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

6,15 5,85 10,85 9,90 9,25 7,75 2,55 1,50

+

Das Faltungsintegral in Gleichung 2.18 lässt sich für dieses Beispiel in Summenschreibweise wie folgt formulieren (AEo ist die oberirdische überregnete Einzugsgebietsgröße): i

QD , i = AEo ⋅

¦N k =1

eff , i − k +1

⋅ hk

(2.20)

Bezeichnet man die Anzahl der Stützstellen des Direktabflusses QD,i mit n und die Anzahl der Niederschlagswerte Neff,i mit m, so ergibt sich

n = 16 und m = 5 Die Anzahl l der Ordinaten der Einheitsganglinie wird damit

l = n − m + 1 = 12 Zur Erleichterung der Schreibweise gelte im Folgenden (beachte die Einbeziehung von AEo!):

Q

←

QD

N

←

N eff

h

←

AEo ⋅ h

64

2

Planungsgrundlagen

Damit lässt sich obige Summenformel in einer einfachen Matrixschreibweise angeben:

Q i = N n,l ⋅ h l

n = Anzahl der Zeilen, l = Anzahl der Spalten

Diese Gleichung entspricht einem überbestimmten Gleichungssystem (16 Gleichungen, 12 Unbekannte) und ist damit nicht exakt lösbar. Abhilfe schafft eine Näherung mit Hilfe der Methode der kleinsten Quadrate. Hierzu formen wir die Gleichung um, indem beide Seiten mit der transponierten Matrix

N Tj ,n multipliziert werden (Transponierte Matrix = gespiegelt an der Hauptdiagonale):

N Tl ,n ⋅ Q i = N Tl ,n ⋅ N n,l ⋅ h l bl Die Matrix M

M

l ,l

T

l ,l

ist symmetrisch, da M = M .

Damit entsteht ein bestimmtes Gleichungssystem das lösbar ist. Die ausführliche Matrixdarstellung sieht wie folgt aus: ªQ1 º « » ª N1 «Q2 » « «Q » « N2 « 3 » «N «Q » « 3 « 4 » « N4 «Q5 » «N « » « 5 Q « 6 » « «Q » « 7 « » « «Q8 » « « » = « «Q9 » « « » « «Q10 » « «Q » « « 11 » « «Q12 » « « » « Q « 13 » « «Q » « 14 « » « «Q » « 15 « » ¬« «¬«Q16 »¼»

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

N1 N2 N3 N4 N5

º » » » ª h1 º » « » » « h2 » » «h » » « 3» » « h4 » » «h » » « 5» » « h6 » » ∗ « » » « h7 » » « h8 » » « » » « h9 » » «h » N1 » « 10 » N2 » « h11 » «h » N3 »» ¬« 12 ¼» N4 » » N5 ¼»

2.4 Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle)

65

Die fünf unterschiedlichen Koeffizienten mi der Matrix M sind in der Hauptdiagonalen gleichmäßig angeordnet: ª m1 « « m2 « m3 « « m4 «m « 5 « « « « « « « « « «« ¬

m2 m1 m2 m3 m4 m5

m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4 m5

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3 m4

m5 m4 m3 m2 m1 m2 m3

m5 m4 m3 m2 m1 m2

º ª h1 º ª b1 º « » « » » » « h2 » « b2 » » « h3 » « b3 » » « » « » » « h4 » « b4 » » «h » «b » » « 5» « 5» » « h6 » « b6 » » ∗ «h » = «b » » « 7» « 7» m5 » « h8 » « b8 » « » « » m4 »» h « 9» « b9 » « h10 » «b10 » m3 » » « » « » m2 » « h11 » « b11 » «« h »» ««b »» m1 ¼»» 12 ¬ ¼ ¬ 12 ¼

In Matrixschreibweise ergibt sich

M l ,l ∗ h l = b l Die Auflösung des nunmehr bestimmten Gleichungssystems nach hl erfolgt −1 durch hl = M l ,l ∗ bl . Die Werte der Systemfunktion bzw. Einheitsganglinie sind mit einem höherwertigen Taschenrechner zu berechnen. Im vorgestellten Beispiel haben die Koeffizienten des Gleichungssystems die Werte: 5

5

m1 = ¦ N i2 = 410,259

b1 = ¦ N i ⋅ Qi = 185,695

m2 = ¦ Ni ⋅ N i +1 = 325,054

b2 = ¦ Ni ⋅ Qi +1 = 2305,824

m3 = ¦ N i ⋅ N i + 2 = 159,095

b3 = ¦ N i ⋅ Qi + 2 = 2191,211

m4 = ¦ Ni ⋅ N i + 3 = 43,710

b4 = ¦ N i ⋅ Qi + 3 = 1665,222

m5 = ¦ N i ⋅ Ni + 4 = N1 ⋅ N 5 = 5,060

b5 = ¦ Ni ⋅ Qi + 4 = 1068,715

1 4

1 3

1 2 1 1 1

i =1 5

i =1 5

i =1 5

i =1 5

i =1

66

2

Planungsgrundlagen 5

b6 = ¦ Ni ⋅ Qi + 5 = 639,001 i =1 5

b7 = ¦ N i ⋅ Qi + 6 = 400,378 i =1 5

b8 = ¦ N i ⋅ Qi + 7 = 264,171 i =1 5

b9 = ¦ N i ⋅ Qi +8 = 165,271 i =1 5

b10 = ¦ N i ⋅ Qi +11 = 93,214 i =1 5

b11 = ¦ Ni ⋅ Qi +10 = 48,035 i =1 5

b12 = ¦ N i ⋅ Qi +11 = 22,142 i =1

Damit ergibt sich folgende Lösung für die Systemfunktion hl:

h1 = 2,10301 h2 = 1,99204

h3 = 1,86820 h4 = 1,12543

h5 h6 h7 h8

= = = =

0,39182 0,30409 0,23980 0,23077

h9 = 0,02414 h10 = 0,07406 h11 = 0,01555 h12 = 0,00752

Die so ermittelte 2-Stunden-Einheitsganglinie ist in Abb. 2.39 dargestellt. Es ist zu beachten, dass in diesem Ergebnis die Größe des Einzugsgebietes bereits enthalten ist sowie die vorgegebene Zeitdiskretisierung von zwei Stunden. Daher ist die Dimension der Werte [m3/s/mm] und nicht wie sonst üblich [1/h]. Multipliziert man allerdings die Werte mit 7,2 (wegen des gewählten 2Stunden-Zeitintervalls) und dividiert sie durch 60,326 (Einzugsgebietsgröße in km2), so ergibt die Summe der UH-Werte genau 1,0, was wegen der Voraussetzung eines konservativen Systems auch notwendig ist.

2.5 Analyse und Abschätzung von Hochwassern

67

hi [m3/s/mm]

Abb. 2.39 Ermittelte Werte der Einheitsganglinie

2.5 Analyse und Abschätzung von Hochwassern Bei der Planung wasserwirtschaftlicher Projekte und der Errichtung von wasserbaulichen Anlagen ist die Kenntnis vom Ausmaß möglicher künftiger Hochwasserabflüsse entscheidend. Die Entlastungsanlagen müssen das Hochwasser einer bestimmten Größe schadlos abführen können. In der Regel erfolgt die Planung demnach auf Basis eines kalkulierten Risikos. Das bedeutet, dass der finanzielle Aufwand zur Erstellung einer Hochwasserentlastungsanlage dem mit einer bestimmten Wahrscheinlichkeit verhinderten Schaden gegenübergestellt wird. Um die Abflüsse an einem Flusspegel abzuschätzen, bedient man sich der Statistik. Mit Hilfe von Wahrscheinlichkeitsverteilungen werden die abgelaufenen Hochwasserereignisse analysiert und ihnen eine Jährlichkeit zugeordnet. Hier hilft insbesondere die Extremwerttheorie, eine Disziplin innerhalb der Statistik, die sich mit Ausreißern statistischer Stichproben beschäftigt. Bekannte Verteilungsfunktionen sind die Weibull- und die Gumbel-Verteilung (siehe Abschnitt 2.5.3). 2.5.1

Jährlichkeit von Hochwassern

Einem bestimmten Abfluss an einem Flussquerschnitt ist stets eine Jährlichkeit zugeordnet. Diese besagt, mit welcher Wahrscheinlichkeit mit einem Hochwasser dieser Größe in einem beliebigen Jahr zu rechnen ist. Wehranlagen an Flüssen werden z. B. in der Regel nach einem hundertjährlichen Hochwasser HQ100 bemessen.

68

2

Planungsgrundlagen

Definition von Hochwasserjährlichkeiten

Ein hundertjährliches Hochwasser wird in jedem Jahr mit einer Wahrscheinlichkeit von 0,01 (also einem Prozent) erreicht bzw. überschritten. Allgemein gilt, dass ein Hochwasser der Jährlichkeit T mit der Wahrscheinlichkeit

α=

1 T

bzw. T =

1

α

(2.21)

erreicht oder überschritten wird. Betrachtet man einen sehr langen Zeitraum (theoretisch eine unendlich lange Zeitreihe), dann gilt, dass ein T-jährliches Hochwasserereignis „im Mittel“ alle T Jahre auftritt. In der Realität wird ein hundertjährliches Hochwasserereignis keinesfalls alle 100 Jahre eintreten. Wie die jüngste Vergangenheit gezeigt hat, können Hochwasser, die etwa einer hundertjährlichen Flut entsprechen, auch im Abstand von wenigen Jahren mehrmals auftreten. Dies liegt in der Zufälligkeit der Ereignisse begründet und entspricht dem Zufallsprinzip wie bei einem Würfelspiel, bei dem jemand hintereinander einige Mal eine Sechs würfelt, um anschließend lange Zeit keinen Erfolg mehr zu haben, obwohl die Wahrscheinlichkeit für einen solchen Wurf stets unverändert 1/6 ist. Hochwasserereignisse unterliegen also bestimmten Wahrscheinlichkeitsverteilungen, die von Fluss zu Fluss unterschiedlich sein können. Mit Hilfe einer statistischen Analyse der in der Vergangenheit abgelaufenen Hochwasser lässt sich in der Regel die Wahrscheinlichkeitsfunktion mathematisch formulieren (Abb. 2.40). Das DVWK-Merkblatt 251 „Statistische Analyse von Hochwasserabflüssen“ [2.8] beschreibt das Vorgehen zur Ermittlung von Jährlichkeiten bestimmter Hochwasser. Zur Berechnung von Jährlichkeiten bzw. Hochwasserwahrscheinlichkeiten werden heute meist kommerzielle Computerprogramme verwendet, die neben der statistischen Auswertung auch eine visuelle Darstellung der Ergebnisse ermöglichen (Abb. 2.41). Beispiele hierfür sind die Softwarepakete HQ-EX und HYSTAT. Die Autoren von HQ-EX haben maßgeblich an der Entstehung des oben erwähnten DVWK-Merkblattes 251 mitgearbeitet und empfehlen daher die Anwendung ihrer Software.

2.5 Analyse und Abschätzung von Hochwassern

1,0

69

P {Qmax ” HQ}

C B=1-C C=1-B

0,0

HQ

Q

Abb. 2.40 Überschreitungswahrscheinlichkeit α für Hochwasserabflüsse

2.5.2

Plotting Positions

Eine einfache Methode, Hochwasserjährlichkeiten abzuschätzen, beruht auf empirischen Wahrscheinlichkeiten. Diese Ansätze sind unter dem Sammelbegriff Plotting Positions bekannt. Allerdings lassen sich mit diesen Verfahren in der Regel nur kleinere Jährlichkeiten bis etwa HQ50 zufriedenstellend abschätzen. Für größere Jährlichkeiten ist diese Methode meist unbrauchbar. Es gibt eine Reihe empirischer Ansätze, um die Jährlichkeit von Hochwassern zu bestimmen. Das Vorgehen dieser Ansätze beruht stets darauf, dass aus der historischen Messreihe von n Jahren die Jahreshöchstwerte der Hochwasserabflüsse bestimmt und der Größe nach sortiert werden. Auf diese Weise erhält jedes Hochwasser einen Rang R, das größte beobachtete Hochwasser demnach Rang 1, das kleinste Rang n. Die empirische Überschreitungswahrscheinlichkeit ergibt sich dann zu

P (Q ≥ HQR ) =

R n

(2.22)

wenn man beispielsweise die sog. California-Formel ansetzt. Die entsprechende Jährlichkeit bestimmt sich dann zu

T ( HQR ) =

n R

(2.23)

70

2

Planungsgrundlagen

Es gibt eine Reihe modifizierter Häufigkeiten, z. B. nach Weibull, wo auf der rechten Seite von Gleichung 2.22 R/(n+1)gesetzt wird oder nach Hazen mit (2R-1)/2n. Die Jährlichkeiten ergeben sich jeweils aus dem zugehörigen Umkehrbruch. An Gleichung 2.22 erkennt man ohne Schwierigkeit die Hauptschwäche der Methode der Plotting Positions: Bei 80 Jahren historischer Hochwasserwerte würde das größte gemessene Hochwasser den Rang 1 und damit eine Überschreitungswahrscheinlichkeit von 1/80 besitzen. Die oben aufgeführten empirischen Verteilungen liefern damit Jährlichkeiten bis maximal T = n. Es gibt zwar in der Literatur Vorschläge für empirische Verteilungen, die auch größere Jährlichkeiten liefern, die prinzipielle Schwäche der Methoden in ihrer Aussagekraft bei großen Jährlichkeiten bleibt jedoch bestehen. Hochwasserjährlichkeiten aus empirischen Verteilungen können daher nur eine erste grobe Abschätzung liefern und stellen keine ausreichend genaue statistische Ermittlung dar. Sie sind allerdings hilfreich, um Ausreißer in der Stichprobe erkennbar zu machen. Zu welch unterschiedlichen Ergebnissen eine Auswertung von Hochwasserjährlichkeiten führen kann, zeigt exemplarisch Abb. 2.41. Abhängig von der gewählten Wahrscheinlichkeitsverteilung und der Methode der Parameterschätzung weichen im gezeigten Beispiel die Werte für ein HQ100 um bis zu 30 % voneinander ab. Bei der Ermittlung eines tausendjährlichen Hochwassers HQ1000 unterscheiden sich der kleinste und der größte Wert sogar um 65 %. Abb. 2.41 zeigt auch ein Beispiel für die Plotting Positions [2.8]. In dieser Auswertung wurde als empirische Wahrscheinlichkeitsverteilung folgender allgemeine Ansatz gewählt:

P (Q ≥ HQR ) =

R −α n+β

(2.24)

wobei die verteilungsabhängigen Werte α und β hier zu α = 0,3 und β = 0,4 gewählt wurden. Damit sind auch Jährlichkeiten darstellbar, die höher sind als die Anzahl vorhandener Jahreshöchstabflüsse. Für weitere Erläuterungen zur Wahl der Parameter α und β sei auf die Literatur verwiesen [2.13, 2.21]. 2.5.3

Statistische Wahrscheinlichkeitsverteilungen

Eine fundierte Abschätzung von Hochwasserjährlichkeiten ist mit Hilfe von statistischen Verteilungsfunktionen möglich. In der Regel erzielen Extremwertverteilungen gute Resultate. Häufig verwendete Wahrscheinlichkeitsverteilungen sind:

2.5 Analyse und Abschätzung von Hochwassern

71

– Pearson-III-Verteilung, – Log-Pearson-III-Verteilung, – Gamma-Verteilung, – logarithmische Normalverteilung, – dreiparametrige Log-Normal-Verteilung, – dreiparametrige Weibull-Verteilung, – Gumbel-Verteilung, – Log-Gumbel-Verteilung. Durch Schätzverfahren werden zunächst die zwei bzw. drei Momente der Wahrscheinlichkeitsverteilung bestimmt. Das sind der Mittelwert und die Standardabweichung (oder auch der zugehörige Variationskoeffizient) und bei dreiparametrigen Verteilungen zusätzlich die Schiefe oder der Schiefekoeffizient. In der Regel hängt die Anpassung der Hochwasserwerte an eine bestimmte Verteilung von der Charakteristik des Einzugsgebietes ab, für das die Hochwasserstatistik durchgeführt wird. Durch Anpassungstests können die geeigneten Wahrscheinlichkeitsverteilungen bestimmt werden, z. B. durch den Kolmogorow-Smirnow-Test, den nω2-Test und den Quantil-Korrelations-Test. Die beiden ersten Anpassungstests überprüfen die Abweichung von der Verteilungsfunktion, beim letztgenannten Test ist die Beurteilungsgröße die Korrelation. Eine Verteilung wird als geeignet eingeschätzt, wenn die Ergebnisse des Kolmogorov-Smirnow-Tests und des nω2-Tests die niedrigsten Werte haben und der Quantil-Korrelations-Test gleichzeitig möglichst nahe an 1 heranreicht, also die Summe dieser drei Tests möglichst nahe bei 1 liegt. Zusätzlich zur rein analytischen Auswertung sollten stets auch visuelle Kontrollen der Verteilungs- und Dichtefunktionen durchgeführt werden, um aus der Vielzahl möglicher Verteilungsfunktionen die vertrauenswürdigsten herauszufinden.

500

750

1000

1250

1500

1750

2000

2250

1

E1 MM E1 WGM AE MLM ME MLM LN3 MLM P3 MM P3 WGM LP3 MLM WB3 MLM Plotting Positions

10

E1 MLM AE MM AE WGM LN3 MM LN3 WGM P3 MLM LP3 MM WB3 MM WB3 WGM

Jährlichkeit [a]

100

1000

2

2500

2750

Q [m³/s]

72 Planungsgrundlagen

Abb. 2.41 Plotting Positions im Vergleich zu statistischen Verteilungen

2.5 Analyse und Abschätzung von Hochwassern

73

Die Autoren des DVWK-Merkblattes 251 [2.8] weisen ausdrücklich darauf hin, dass „es zur Hochwasserstatistik kein „richtiges“ Berechnungsverfahren mit einer einzigen eindeutigen Lösung geben kann, sondern eine größere Zahl gleichwertiger Verfahren mit einem Lösungsspektrum, aus dem der gesuchte Bemessungswert letztendlich festzulegen ist“. Bestimmung eines T-jährlichen Abflusses Ein Hochwasserabfluss einer bestimmten Jährlichkeit kann prinzipiell durch die Summe aus dem mittleren Hochwasser MHQ plus einer zufälligen Abweichung ∆HQT dargestellt werden (Abb. 2.42):

HQT = MHQ + ∆HQT

(2.25)

Die Abweichung ∆HQT wird mit Hilfe der Standardabweichung sHQ der Hochwasserverteilung und einem Wahrscheinlichkeitsfaktor K(T) bestimmt, der vom Typ der gewählten Verteilung, der gesuchten Jährlichkeit und gegebenenfalls von weiteren Verteilungsparametern (z. B. Schiefe) abhängt. Mit

∆HQT = sHQ ⋅ K (T )

(2.26)

ergibt sich der Hochwasserabfluss einer Jährlichkeit T damit zu

HQT = MHQ + sHQ ⋅ K (T )

(2.27)

ohne auf die mathematische Darstellung der Verteilungsfunktion einzugehen. Gumbel-Verteilung

Die wohl am weitesten verbreitete Extremwertverteilung ist die nach ihrem Autor benannte Gumbel-Verteilung*. Sie eignet sich gut zur Abschätzung von Hochwasserwahrscheinlichkeiten bei begrenzten Hochwasserreihen [2.12]. Der Wahrscheinlichkeitsfaktor KG(T) in Abhängigkeit von der Jährlichkeit T für eine unendlich lange Zeitreihe lautet

KG (T ) = −

*

6 ª § § 1 · ·º ⋅ « E + ln ¨ − ln ¨ 1 − ¸ ¸ » π ¬ © T ¹ ¹¼ ©

(2.28)

Emil Julius Gumbel (*1891 in München, g1966 New York), deutscher Mathematiker, Nationalökonom und politischer Publizist. Gumbel entwickelte u. a. die Extremwerttheorie, die seinerzeit beispielsweise beim Bau von Staudämmen ihre Anwendung fand.

74

2

Planungsgrundlagen

Q(t) Q(t)

HQ HQ3 3 HQ HQ1 1

HQ 4 HQ 4

HQ 2 HQ 2

HQ HQ5 5

t 1. Jahr

2. Jahr

3. Jahr

4. Jahr

5. Jahr

t

HQi HQi

∆HQ ∆HQ MHQ MHQ

i 1

2

3

4

5

i

Abb. 2.42 Hochwasserscheitel einer mehrjährigen Abflussganglinie

In dieser Gleichung steht E für die sog. Euler-Zahl (E = 0,57721...). Zur Berücksichtigung der Verzerrung der Parameterschätzungen, welche durch einen beschränkten Stichprobenumfang von n Jahren entstehen, gibt Gumbel Beziehungen an, wodurch der Faktor auch von der Länge n der gemessenen Zeitreihe abhängt. Eine Auswahl einiger diskreter KG(n,T)-Werte enthält Tabelle 2.11. Man erkennt, dass mit zunehmender Zeitreihenlänge n die Werte kleiner werden. Darin drückt sich die erhöhte Sicherheit bei der Bestimmung eines HQT aus. Beispiel:

An einem Pegel beträgt der mittlere Hochwasserabfluss MHQ = 650 m3/s und die Standardabweichung sHQ = 130 m3/s. Diese statistischen Parameter entstammen einer Zeitreihe der Länge 50 Jahre (n = 50). Dann ergibt sich das einhundertjährliche Hochwasser HQ100 an diesem Pegel zu

HQ100 = MHQ + sHQ ⋅ K G (50,100) = 650 + 130 ⋅ 3, 4908 = 1104 m3/s.

2.6 Simulationsverfahren in der Wasserwirtschaft

75

Tabelle 2.11 KG(n,T)-Werte bei Verwendung der Gumbel-Verteilung T

n = 10

n = 25

n = 50

n = 100

n = 1000

n‡

2

-0,1355

-0,1506

-0,1568

-0,1604

-0,1640

-0,1643

5

1,0580

0,8879

0,8197

0,7791

0,7295

0,7194

10

1,8481

1,5754

1,4663

1,4010

1,3211

1,3046

50

3,5872

3,0886

2,8892

2,7700

2,6231

2,5923

100

4,3224

3,7283

3,4908

3,3487

3,1735

3,1367

500

6,0213

5,2066

4,8809

4,6860

4,4455

4,3947

1000

6,7517

5,8421

5,4785

5,2609

4,9923

4,9355

Weitere wichtige Verteilungsfunktionen zur Anpassung an Extremwerte sind die allgemeine Extremwertverteilung, die gemischte Extremwertverteilung und vor allem die dreiparametrige Pearson-Typ-3-Verteilung. Die logarithmische Normalverteilung ist im Bereich europäischer Flüsse in der Regel weniger geeignet.

2.6 Simulationsverfahren in der Wasserwirtschaft Bei Speicherplanungs- und Speicherbetriebsaufgaben stößt der Einsatz von analytischen Methoden häufig dann an die Grenzen, wenn

– die komplexe Aufgabenstellung sehr stark vereinfacht werden muss, um sie analytischen Verfahren zugänglich zu machen; die gewonnene Lösung wird dann der eigentlichen Problemstellung nicht mehr gerecht; – das analytische Modell so komplex wird, dass es unüberwindliche mathematische oder programmtechnische Probleme erzeugt. Eine Möglichkeit, diese Probleme zu umgehen, besteht darin, die analytischen Verfahren auszulassen und die Lösung der gestellten Aufgabe mit Hilfe von Simulationsverfahren zu lösen. Im Bereich der wasserwirtschaftlichen Forschung wie auch im Bereich der praxisorientierten Planung spielen stochastische Simulationsmodelle eine wichtige Rolle. Die Modellwahl für die Abbildung wasserwirtschaftlicher Systeme richtet sich dabei nach der zugrunde liegenden wasserwirtschaftlichen Aufgabe. Ein Modell ist dabei ein abstraktes Abbild einer mehr oder weniger zutreffend beschriebenen Wirklichkeit. Den Betrieb eines solchen Modells nennt man Simulation.

76

2

Planungsgrundlagen

Am Beispiel der Abflussmodellierung soll die Technik der Simulation exemplarisch dargestellt werden. Freilich gibt es eine Vielzahl anders gelagerter Aufgaben, die eine andere Modellbildung und Simulationstechnik erfordern. 2.6.1

Abflussgenerierung

Modelle zur Abflussgenerierung, d. h. Algorithmen zur Erzeugung synthetischer Abflusszeitreihen, werden in der Wasserwirtschaft seit rund 40 Jahren zur operativen Simulation des Speicherbetriebs erfolgreich eingesetzt. Je nachdem, welche Hypothese über den grundlegenden stochastischen Prozess als zutreffend angenommen wird, unterscheidet man eine Vielzahl von Modellklassen. Hierzu gehören einfache AR-Modelle (autoregressive Modelle) und abgewandelte, bzw. angepasste Modelle (ARMA-, ARI-, MA-, FGNModelle). Bei der praktischen Anwendung eines Modells aus einer der aufgezählten Klassen ergeben sich unterschiedliche Abstraktionsgrade infolge der zeitlichen Auflösung (z. B. Jahresmodelle, Monatsmodelle, Tagesmodelle) und auf Grund der Signifikanz der räumlichen und zeitlichen Kovarianzfunktionen (Ein- oder Mehrstationsmodelle). Eine wichtige Rolle spielt auch die Gedächtnislänge des zu simulierenden Prozesses. Häufig verwendet man Modelle mit einem Zeitschritt (AR1-Modelle); bei komplexen Aufgaben werden u. U. mehrere Zeitschritte betrachtet (ARn-Modelle). Die Motivation der Abflussgenerierung lässt sich wie folgt formulieren: Gelingt es, die statistischen Parameter einer gemessenen Abflussganglinie hinreichend genau zu bestimmen, lassen sich daraus beliebig viele weitere Realisationen von Ganglinien erzeugen, die sich zwar alle von der historischen Reihe unterscheiden werden, aber die selbe Wahrscheinlichkeit des Auftretens besitzen wie die ursprüngliche Reihe. Jede der künstlichen Reihen ist daher statistisch äquivalent zur gemessenen Reihe. Der Vorteil des Vorhandenseins einer großen Anzahl zufälliger Abflussganglinien mit der gleichen Auftretenswahrscheinlichkeit liegt auf der Hand: Will man z. B. den erforderlichen Nutzinhalt eines projektierten Speichers ermitteln, der bestimmte Anforderungen erfüllen soll, erhalten wir nun nicht mehr nur einen (zufälligen) Wert für die Speicherkapazität. Vielmehr liefert die Simulation eine große Anzahl von Werten, die alle unterschiedlich sind, aber dieselbe Wahrscheinlichkeit des Auftretens besitzen. Sie alle wurden aus der einen gemessenen Reihe gewonnen. Es liegt nun beim Planer, aus der Verteilung der ermittelten Speicherkapazitäten diejenige auszuwählen, die unter Berücksichtigung weiterer Kriterien (z. B. Kosten) am geeignetsten erscheint.

2.6 Simulationsverfahren in der Wasserwirtschaft

77

Autoregressive Modelle An vielen mitteleuropäischen Flüssen werden Abflüsse bereits seit dem Beginn des 19. Jahrhunderts aufgezeichnet. Am Rhein gibt es bereits seit 1825 Pegel, an denen der Wasserstand gemessen wird. Daraus wiederum lässt sich der zugehörige Abfluss bestimmen. Im Gegensatz zu heute, wo der Abfluss in Form kontinuierlicher Ganglinien gemessen wird, sind aus der Vergangenheit nur Tagesmittelwerte und Scheitelwerte von Hochwassern bekannt. Doch auch diese Information ist für wasserwirtschaftliche Planungszwecke von großer Bedeutung. Grundsätzlich folgen die Abflüsse nicht einem völlig zufälligen Schema. Vielmehr weisen die Tageswerte einige bekannte, d. h. deterministische Anteile auf, die bei der Generierung künstlicher Abflüsse verwendet werden können. So ist beispielsweise der Mittelwert der Abflüsse ein deterministischer Anteil einer langen Zeitreihe von Abflüssen und ändert sich – wenn überhaupt – nur sehr langsam. Eine weitere Komponente ist die Periode, die im Jahreszyklus in jeder Abflusszeitreihe enthalten ist und durch eine Fourieranalyse bestimmt werden kann. Zusammen bilden Trend und Periode den deterministischen Anteil Qdet(t) einer Zeitreihe. Schließlich gibt es einen zufälligen Anteil Qzuf(t): Q(t) = Qdet(t) + Qzuf(t)

(2.29)

Wenn man von vornherein einen Jahresgang (d. h. eine 12-Monats-Periode) unterstellen kann – was bei Abflüssen oft der Fall ist – kann diese Periode z. B. durch unterschiedliche Monatsmittelwerte berücksichtigt werden. Der Zufallsanteil Qzuf(t) besteht aus einer korrelativen Komponente und aus einem rein stochastischen Zufallsanteil. Dies bedeutet, dass aufeinanderfolgende Werte einer Abflussreihe nicht völlig unabhängig sind von den vorangegangenen Werten der Zeitreihe. Abflüsse sind ja kontinuierlich und so unterscheiden sich beispielsweise Tageswerte nur wenig von dem Wert des Vortages. Diese Abhängigkeit aufeinanderfolgender Werte einer Zeitreihe wird durch die Größe der Autokovarianzkoeffizienten angegeben [2.6]. Es gibt eine Reihe von Verfahren, die zur Beschreibung dieses korrelativen Anteils eines Abflussprozesses herangezogen werden können. Die bekanntesten linearen Prozesse sind der Moving-Average-Prozess (Prozess des gleitenden Mittels) und die Autoregressiven Modelle [2.21, 2.25]. Ein allgemeines autoregressives Modell (AR-Modell) beschreibt den Zufallsanteil aus Gleichung 2.29 durch mehrere vorhergegangene Werte Qi und einen reinen Zufallsanteil zi (siehe Gleichung 2.30). In der Praxis haben sich die ARModelle 1. Ordnung durchgesetzt (AR-1-Modelle). Diese berücksichtigen nur den ersten Vorwert Qi-1, obwohl nach der Modelltheorie alle vorangegangenen Werte einen, wenn auch rasch abnehmenden Einfluss auf das Ergebnis haben.

78

2

Planungsgrundlagen

Qzuf ,i = a1 ⋅ Qi −1 + a2 ⋅ Qi − 2 + Q3 ⋅ xi −3 +  + Qn ⋅ xi − n + zi

(2.30)

Erzeugung stochastischer Abflussreihen

Bei der Planung und Bemessung von Speichern ist im Vorfeld die Wirkung der vorgesehenen Speichersteuerung zu untersuchen bzw. theoretisch zu erproben. Dies kann Planungsfehler vermeiden helfen und unterstützt den Betreiber später, sich auf ungewöhnliche hydrologische Situationen einzustellen und mit ihnen besser umzugehen. Zur Erzeugung (Generierung) von Jahreswerten oder Monatswerten wird auf die Fachliteratur verwiesen, z. B. auf das Monatsmodell von M. B. Fiering [2.10, 2.22]. Autoregressive Modelle sind auch für Tageswerte entwickelt worden. Ein im deutschsprachigen Raum bekanntes stochastisches Modell zur Simulation von Tagesabflüssen wurde bereits 1975 von B. Treiber entwickelt [2.25]. Das Modell hat sich besonders bei Mittelgebirgsflüssen bewährt. W. Kron [2.14] benutzte das Modell von Treiber, um z. B. an benachbarten Flüssen Tageswerte zu generieren und mit Hilfe von Langzeitsimulationen Aussagen zum Geschiebetransport am Zusammenfluss der Flüsse zu bekommen.

2.7 Literatur 2.1 2.2 2.3 2.4 2.5 2.6 2.7

2.8

Adler M.: Messungen von Durchflüssen und Strömungsprofilen mit einem Ultraschall-Doppler-Gerät (ADCP). Die Wasserwirtschaft (1993), Heft 3, S. 192 - 196, 1993 Baumgartner A. und Liebscher H.-J.: Allgemeine Hydrologie - Quantitative Hydrologie. 2. Auflage, Lehrbuch der Hydrologie Band 1, Gebrüder Bornträger, Berlin, Stuttgart, 1996 Bayerisches Landesamt für Umwelt: Einheitsganglinien und Hochwasserabflüsse für kleine Einzugsgebiete in Bayern. Loseblattsammlung, 2006 Bayerisches Landesamt für Umwelt: Hochwassernachrichtendienst. Online Angebot im Internet: www.hnd.bayern.de, 2006 Beven K. J.: Rainfall-Runoff Modelling. The Primer. John Wiley & Sons Ltd, 2001 Box G. E. P. and Jenkins G. M.: Time Series Analysis, Forecasting and Control. Holden Day, San Francisco, 1970 DWA: Arbeitsanleitung zur Anwendung von Niederschlag-Abfluß-Modellen in kleinen Einzugsgebieten. Regeln zur Wasserwirtschaft, Teil I: Analyse (Heft 112, 1982), Teil II: Synthese (Heft 113, 1984), Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DVWK), Kommisionsvertieb Verlag Paul Parey, 1982 und 1984 DWA: Statistische Analyse von Hochwasserabflüssen. Merkblatt 251 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DVWK), Hennef, 1999

2.7 Literatur 2.9 2.10 2.11 2.12 2.13 2.14 2.15 2.16 2.17 2.18 2.19 2.20 2.21 2.22 2.23 2.24 2.25 2.26 2.27 2.28

79

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3

Flussbau

Seit jeher hat der Mensch die Nähe von Gewässern gesucht. Das Wasser der großen Flüsse und Ströme bildete die Grundlage der Entstehung zahlreicher Kulturen und die Flusstäler waren der Siedlungsschwerpunkt vieler Völker. Diese Entwicklung fand statt, obwohl die Flüsse bei Hochwasser schon immer große Tal- und Überflutungsflächen beanspruchten. Wechselnde Abflüsse sind auch ein Grund, warum Flussläufe eine enorme Vielfalt an Lebensräumen für Pflanzen und Tiere bieten. Schon immer hat der Mensch auch regulierend Einfluss genommen auf den Lauf der Flüsse und damit auf die Talauen. Durch ihr Einwirken schützten die Bewohner der Täler ihr Hab und Gut vor Hochwasser und erschlossen sich das lebenswichtige Element Wasser in Zeiten der Trockenheit. Wo möglich, nutzten sie das Wasserkraftpotential der Strömung. Bis zu Beginn des 19. Jahrhunderts waren die Eingriffe des Menschen am Fluss nur kleinräumig, ohne nennenswerte Änderung des über viele Jahrtausende entstandenen Gleichgewichts des Systems Fluss und Tal. Durch die zunehmende Bevölkerungsdichte seit Beginn des 19. Jahrhunderts und die stärkere Nutzung der Flüsse als Transportwege gewannen die Flusstäler weiter an Bedeutung. Um diese Regionen zu besiedeln, wurden die meisten größeren Flüsse einer sogenannten „Correction“ unterzogen. Die vom Karlsruher Bauingenieur Johann Gottfried Tulla begonnene Regulierung des Oberrheins ist hierfür ein markantes Beispiel. In der Regel bedeuteten diese „Correctionen“ die Begradigung der stark mäandrierenden Flussläufe zugunsten von Landgewinnung und lokalem Hochwasserschutz. Der Wasserbauingenieur hatte hier im Sinne der Daseinssicherung im Auftrag der Gesellschaft gewirkt. Heutige Erkenntnisse über die großräumigen flussmorphologischen und ökologischen Zusammenhänge des Flusssystems waren damals nicht vorhanden.

3.1 Zielsetzungen und Aufgaben des Flussbaus Der heutige Flussbau unterscheidet sich wesentlich von diesen Anfängen neuzeitlicher wasserbaulicher Eingriffe in den Fluss. Die Erfahrungen der zurückliegenden Jahrzehnte zeigen, dass durch punktuelle Veränderungen einer Flusslandschaft zwar lokaler Nutzen entsteht, aber dem Flusssystem unterstrom durch diese Maßnahmen nachhaltiger Schaden zugefügt werden kann.

82

3

Flussbau

Hochwasserschutz und die Verhinderung der weiteren Eintiefung der Gewässersohle gehören heute zu den Hauptaufgaben des Flussbaus. Daneben gilt es, die Funktion der Tallandschaft als Verbindung von Biotopen zu erhalten und zu verbessern. Zudem spielen Flüsse eine zunehmende Rolle bei Fragen der Naherholung, auf die der Wasserbauingenieur bautechnisch und gestalterisch Rücksicht nehmen muss. Weitere wichtige Aufgaben liegen im Bereich des Wildbachverbaus und – eine andauernde und kostenintensive Aufgabe – beim Unterhalt von Wasserstraßen (Baggerung und Regelungsmaßnahmen). Der natürliche Fluss ist dynamische, lebendige Natur mit fallweise sehr stark schwankenden Abflüssen. Das Abflussregime hängt sowohl von der Jahreszeit ab, als auch von der jeweiligen geographischen Lage. Durch den variablen Strömungsangriff ist das Flussbett bzw. auch das Flusstal Veränderungen unterworfen. Die Feststoffe (Geschiebe und Schwebstoffe) sind bei größeren Abflüssen in ständiger Bewegung und bilden die Gestalt des Flusses (Flussmorphologie) dauernd neu. Ein Flusslauf ist demnach kein statisches Gebilde, das geometrisch und morphologisch unveränderlich bleibt. Ein dynamisches Gleichgewicht in einem Flusslauf könnte sich nur einstellen, wenn die Abflussverhältnisse annähernd konstant blieben und die Sohle dauerhaft gegen Erosion geschützt wäre. Im Regelfall trifft beides nicht zu. Daher gibt es eine Reihe von Situationen, die flussbauliche Maßnahmen begründen:

– ein Fluss ufert bei Hochwasser aus und überschwemmt Wohngebiete; – aufgrund zu hoher Schleppspannung erodiert die Flusssohle, das Flussbett tieft sich ein und der Grundwasserspiegel sinkt ab; – wegen mangelndem Transportvermögen eines Flusses landet das Flussbett auf und die Überschwemmungsgefahr nimmt zu; – durch fortschreitende Uferanbrüche in Krümmungen sind Siedlungen oder Verkehrswege in ihrem Bestand bedroht. Im weiteren Sinne können flussbauliche Maßnahmen nötig werden, wenn durch Ausbau eines Flusses (Wehre, Wasserkraftwerke, Schifffahrtsstraßen usw.) das bisher zufrieden stellend stabile Regime des Flusses gestört wurde und der Geschiebehaushalt sich verändert. Um die richtigen Maßnahmen zu treffen und die Eingriffe am Fluss nicht nur als Zähmung des Flusses mit baulichen Maßnahmen zu verstehen, sollen im Folgenden die wesentlichen Konstruktions- und Berechnungsgrundlagen zusammengefasst werden. Dabei muss die Stabilität des Flussbettes bei Hochwasser vor allem in Siedlungsgebieten und in der Nähe von Verkehrswegen sichergestellt werden.

3.2 Systematik der Fließgewässer

83

3.2 Systematik der Fließgewässer Ein Flusslauf verändert seine Gestalt von der Quelle bis zur Mündung. Gewöhnlich kann ein Fluss in vier Bereiche unterteilt werden (Abb. 3.1):

– Der Oberlauf eines Flusses beginnt im Gebirge, häufig im Hochgebirge. Er besitzt einen engen Talboden und wird durch kleine Nebenflüsse gespeist. Das Fließgefälle ist groß (J > 1 %) und stark wechselnd, daher erodiert die Sohle und der Fluss befördert Steine und Felsbrocken. Über lange Zeiträume betrachtet befindet sich der Oberlauf eines Flusses in einer Phase der Eintiefung. – Im Mittellauf verbreitert sich der Talboden und das Gefälle wird geringer (1 ‰ < J < 1 %). Der Flusslauf ist gestreckter als im Oberlauf, dadurch kann der Fluss sein Bett zur Seite ausdehnen. Es münden weniger Nebenflüsse ein, diese führen aber mitunter hohe Abflüsse. Im Mittellauf transportiert der Fluss Kies und Sand. Bei ausgeglichenen und ungestörten Verhältnissen findet kaum Erosion und Auflandung statt. – Der Unterlauf eines Flusses ist geprägt durch ein sehr weites Tal. Der Fluss besitzt ein geringes Gefälle (J < 1 ‰) und sein Querschnitt ist breit. Er mäandriert in weiten Windungen und beansprucht bei Hochwasser große Teile des Talraumes. Die Flusssohle ist von Sand und Schluff bedeckt. – Im Mündungsgebiet wird das Fließgefälle so klein, dass selbst Feinstteile nicht mehr transportiert werden können. Es findet eine ständige Auflandung statt, in der Regel verbunden mit der Bildung eines Flussdeltas, das sich allmählich als Schwemmland in das Meer vorschiebt. Diese einfache Einteilung des Flusslaufes kann beliebig viele unterschiedliche Ausprägungen und Variationen erfahren. Durch den Einfluss der lokalen Geologie entstehen auch innerhalb der genannten Bereiche immer wieder Beckenund Durchbruchstrecken, Umlagerungsstrecken und verzweigte Gerinne, welche die Charakteristik eines anderen Bereiches annehmen können. Eine Zusammenstellung der wichtigsten charakteristischen Merkmale von Oberlauf, Mittellauf und Unterlauf zeigt auch Tabelle 3.1. Diese allgemeine Einteilung gilt für lange Flüsse, die im Gebirge entspringen und einem See oder Meer zufließen. Die Mehrzahl der Flüsse allerdings erreicht keinen See, sondern mündet in einen größeren Hauptfluss. Auf diese kleineren Nebenflüsse ist die oben geschilderte morphologische Einteilung nur sehr beschränkt anwendbar.

84

3

3000

Flussbau

Geländehöhe [m+NN] Fluss

2500

2000

1

Kerbtal

2

Muldental

3

Sohlental

4

Flachland-Aue

Fluss 1500

Talraum

Fluss

1000

Talraum

500

Fluss

Talraum

0

Geländehöhe [m+NN] Oberlauf (Erosion)

Mittellauf (Gleichgewicht)

Unterlauf (Auflandung)

0

Mündungsgebiet (Auflandung)

Meer

Meer

1

2

3

4

Abb. 3.1 Die Entwicklung eines Flusslaufes in Querschnitt, Längsschnitt und Grundriss von der Quelle bis zur Mündung

3.2 Systematik der Fließgewässer

85

Tabelle 3.1 Charakteristik der Flussabschnitte

c

d

e

(Hoch-) Gebirge

Mittelgebirge, Hügellandschaft

Tiefland, Ebene

deutliche Täler, sehr wenige und kleine Talböden

häufig breite Talböden

wenig entwickelte Täler

viele kleine Nebenflüsse

wenige, große Nebenflüsse

sehr wenige Nebenflüsse

steil, stark wechselndes Längsgefälle

ausgeglichenes Längsgefälle

flaches Längsgefälle

unregelmäßiger Querschnitt

ausgeglichener Querschnitt

flacher Querschnitt

unregelmäßiger Lauf, viele Krümmungen

gestreckter Lauf, sanfte Windungen

große Windungen, Mäanderbildung

vorwiegend Tiefenerosion

Seitenerosion, Akkumulation oder Beharrung

vorwiegend Seitenerosion, Akkumulation

grobes Geröll bis Feinstteile

Kies bis Feinstteile

Sand bis Feinstteile

3.2.1

Abflussregime

Aufgrund der unterschiedlichen Charakteristik der Flussläufe unterscheidet sich auch das jeweilige Abflussregime eines Flusses, insbesondere bei Hochwasser. Charakteristische Wasserstandsganglinien beim extremen Hochwasser in Bayern im August 2005 zeigt exemplarisch Abb. 3.2. Man erkennt deutlich die zeitliche Verschiebung der Hochwasserscheitel (Hochwasserspitze), die unterschiedlich ausgeprägten Anstiege der Wellen sowie die verschiedenartigen abfallenden Äste nach Durchgang der Hochwasserwellen. Die Dauer des Hochwassers (hier definiert als Abfluss größer als das mittlere jährliche Hochwasser MHQ) beträgt zwischen einem halben Tag (Loisach) und etwa zwei Tagen (Donau). Das Beispiel in Abb. 3.2 zeigt die Hochwasserganglinien an den Flüssen

– Alpenfluss Loisach (Pegel Garmisch), – Mittelgebirgsfluss Naab (Pegel Heitzenhofen) und – Flachlandfluss Donau (Pegel Hofkirchen).

86

3

Flussbau

Q [m3/s]

MHQ

20.08.06

22.08.06

24.08.06

26.08.06

28.08.06

30.08.06

22.08.06

24.08.06

26.08.06

28.08.06

30.08.06

22.08.06

24.08.06

26.08.06

28.08.06

30.08.06

Q [m3/s]

MHQ

20.08.06

Q [m3/s]

MHQ

20.08.06

Abb. 3.2 Charakteristische Ganglinien beim Augusthochwasser 2005 (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt)

3.2 Systematik der Fließgewässer

3.2.2

87

Flusslauf im Grundriss

Fließendes Wasser bewegt sich – den physikalischen Gesetzen der Erdanziehung folgend – stets den tiefer liegenden Gebieten eines Tales zu. Der so entstehende Flusslauf ist jedoch keineswegs eine gerade Linie; vielmehr bewirken geomorphologische Unregelmäßigkeiten, dass sich die Strömung diesen äußeren Randbedingungen anpasst und den Widerständen ausweicht. Gleichzeitig gestaltet ein Fluss durch seine Schleppkraft und durch Trägheitskräfte (hier: Fliehkraft) in Krümmungen das Aussehen eines Tales maßgeblich mit. Aufgrund dieses Wechselspiels entsteht in der Natur nur selten ein gestreckter Flusslauf. Stattdessen wechselt ein Fluss häufig seine Richtung und bildet Windungen und Flussschleifen aus. Als Folge der Krümmungen entstehen in der Strömung Trägheitskräfte, die zu einer Überlagerung von Fließgeschwindigkeiten in und quer zur Flussachse führen. Es entsteht eine sogenannte Spiralströmung, die an den Ufern der Außenkrümmungen (Prallufer) zu Kolken und Uferanbrüchen führt und im Bereich der Innenufer (Gleitufer) Sohlenmaterial ablagert (Abb. 3.3 und Abb. 3.5). Selbst ein Fluss, der durch technische Maßnahmen in ein gerades Bett gezwungen wird, entwickelt bei beweglicher Sohle nach einer Weile diese mäandrierende Bewegung innerhalb des ihm zur Verfügung stehenden Raums. Dabei wirft er Sand- und Kiesbänke auf, die abwechselnd an den Flussufern abgelagert werden. Vielfach kann bei Niedrigwasserabfluss diese Entwicklung vom „Fluss im Fluss“ beobachten werden (Abb. 3.4 und Abb. 3.6).

Abb. 3.3

Mäandrierender Fluss im Naturzustand

88

3

Flussbau

Stromstrich

Kiesbank

Kolk

Abb. 3.4 Uferstruktur und Flusslauf in einem begradigten Flussbett mit alternierenden Kiesbänken (Stromstrich = Linie der Verbindung der Punkte mit den größten mittleren Geschwindigkeiten)

Abb. 3.5 Flusskrümmung mit Gleitufer (Innenkrümmung, links) und Prallufer (Außenkrümmung, rechts)

3.2 Systematik der Fließgewässer

89

Abb. 3.6 Im Flussbett verzweigter Flusslauf des Hinterrhein, Schweiz (Umlagerungsstrecke oder Furkationsstrecke)

Wasserspiegel in Flusskrümmungen

Der Wasserspiegel in einer Flusskrümmung ist keineswegs horizontal. Wie bereits erwähnt, entstehen aufgrund von Fliehkräften Sekundärströmungen quer zur Fließrichtung, die in Summe zu einer sogenannten Spiralströmung führen (Abb. 3.7). Durch die Trägheit wird das Wasser zur Außenkrümmung hin gedrückt und führt zu höheren Wasserständen in der Außenkrümmung des Gewässers. Bei breiten Flüssen kann der Wasserspiegelunterschied zwischen Außen- und Innenkrümmung mehrere Dezimeter betragen. Dies ist bei Beurteilung des Freibordes bei Hochwasser zu berücksichtigen, insbesondere wenn die Ergebnisse von Wasserspiegellagen aus eindimensionalen Strömungsmodellen stammen. In der Praxis kann dies zu einer planmäßigen Überhöhung der Dämme und Ufer an der Außenkrümmung führen. Eine Abschätzung der Wasserspiegellage quer zur Fließrichtung erlaubt die Faustformel nach Wittmann [3.26]. In der Näherungslösung (Gleichung 3.1) ermittelt man zunächst die Erhöhung sA an der Außenkrümmung. Die Absenkung an der Innenkrümmung ist im Betrag kleiner als diese Erhöhung, daher ist sie für bautechnische Fragestellungen in der Regel weniger wichtig (Ausnahme: Aspekte des Uferschutzes und der Uferbefestigung). Da der Verlauf der Spiegellinie ebenfalls meist nur von theoretischem Interesse ist, wird

90

3

Flussbau

hier auf die Herleitung des Verlaufs der Spiegellinie verzichtet. Siehe hierzu [3.13].

s A = 1,5 ⋅

B vm2 ⋅ r 2g

(3.1)

Breite B Wendepunkt

Sa

Si t Spiralströmung Radius r der Flusskrümmung Abb. 3.7

3.2.3

Verlauf der Wasserspiegellinie in Krümmungen

Gewässereinteilung

In der Literatur wird vielfach versucht, die unterschiedlichen Gewässertypen nach charakteristischen Unterscheidungskriterien systematisch einzuordnen [3.12] (s. auch DIN 4049, Teil 1). Hierbei spielen unter anderem Laufentwicklung, Linienführung, Längsprofil, Querprofil und die Kornverteilung des Sohlenmaterials eine wichtige Rolle [3.11, 3.9]. Rosgen [3.14] beispielsweise entwickelte auf Basis der Analyse von mehr als 1000 nordamerikanischen Flüssen ein Klassifizierungsschema, welches hauptsächlich das einfach zu bestimmende Sohlengefälle des betrachteten Flussabschnittes berücksichtigt. In Stufe I seines Klassifizierungsschemas gehen neun Haupttypen ein (Abb. 3.8). Diese grobe Einteilung in Stufe I ist nur das Grundgerüst für die weiteren Stufen II und III. Allein in Stufe II beispielsweise werden insgesamt 42 separate Klassen unterteilt. Bei den Typen C, E und F in Abb. 3.8, die alle das gleiche Gefälle aufweisen, spielen daher die unterschiedlichen Gerinneprofile eine bedeutende Rolle. Profil C ist wie Profil F breit und flach. Profil C besitzt jedoch große Überschwemmungsflächen im Vergleich zu Profil F.

3.3 Hydraulische Berechnungen

Abb. 3.8

91

Gewässereinteilung (Grundtypen der Stufe I), nach Rosgen [3.14]

Die sehr große Vielfalt aller möglichen Variationen von topographischen, sedimentologischen, klimatologischen und hydrologischen Eigenarten eines Flussgebietes zeigt die große Schwierigkeit, Flüsse in eine überschaubare Anzahl fester flussmorphologischer Raster einzuteilen. Diese Schwierigkeit setzt sich bei der hydraulischen Berechnung von Flüssen unmittelbar fort.

3.3 Hydraulische Berechnungen Die hydraulischen Berechnungen eines Flusses teilen sich auf in die Berechnung der Strömung (Fließgeschwindigkeiten, Wasserspiegellagen, Abflussvermögen bei vorgegebenen geometrischen Randbedingungen) und in Berechnungen der Sohlbewegung (z. B. Geschiebetransport, Abschätzung des Erosionsverhaltens und der Geschiebefracht). 3.3.1

Fließformeln

Zahlreiche Autoren haben sich bemüht, brauchbare Formeln zur Erfassung der Fließzustände in Flüssen zu entwickeln. Nach Daniel Vischer reichen die ersten Ansätze zur formelmäßigen Erfassung von Abflüssen wohl in die Renaissance zurück. In seinem lesenswerten Buch „Die Geschichte des Hochwasser-

92

3

Flussbau

schutzes in der Schweiz“ [3.21] schreibt Vischer, dass damals der Einfluss der Gewässersohle noch unterschätzt wurde. Daher glaubte man lange, die Geschwindigkeit an der Sohle des Flussbettes sei größer als an der Wasseroberfläche. Den wichtigen Zusammenhang zwischen der Rauhigkeit der Sohle, der Schwerkraft und der Fließgeschwindigkeit erkannte wohl als erster Albert Brahms (1692 - 1758). Die zugehörige Formel (siehe Gleichung 3.2) wurde 1768 von Antoine Chézy (1718 - 1798) für den Vergleich mehrerer Kanäle entwickelt. Zum Durchbruch gelangte die Formel allerdings erst, als sie von Albert Eytelwein 1801 publiziert wurde*. Für den Chézy-Koeffizienten wurde in den folgenden Jahrzehnten aufgrund von unzähligen Abflussmessungen und Experimenten empirische Ausdrücke veröffentlicht. In der Folge entstanden mehrere Formeln, die alle an die Chézy-Formel angelehnt sind, z. B. Gauckler-, Manning- und Strickler-Formel [3.6, 3.22]. Eine Verallgemeinerung der Abflussformel auf alle Gerinne, einschließlich Rohre, gelang 1923 dem damaligen Sektionschef des Eidgenössischen Amtes für Wasserwirtschaft, Albert Strickler (1887 - 1963) [3.23]. Jede der Formeln versucht, die mittlere Fließgeschwindigkeit um aus der Kenntnis des Fließgefälles Je , des hydraulischen Radius Rh und eines Proportionalitätsfaktors zu ermitteln, der je nach Gestalt der Formel unterschiedliche Dimension aufweist, z. B.: Brahms / Chézy

um = C ⋅ Rh ⋅ J e

bzw. um = C ⋅ Rh1/ 2 ⋅ J e1/ 2

(3.2)

Manning / Strickler

um = kSt ⋅ Rh 2 / 3 ⋅ J e1/ 2

(3.3)

In allen Fließformeln kommt der sog. hydraulische Radius Rh vor. Er leitet sich ab aus dem Quotienten zwischen durchflossener Querschnittsfläche A [m2] und dem benetzten Umfang U [m] (s. Abb. 3.9) und hat folglich die Dimension [m].

Rh =

*

A U

(3.4)

Eytelwein dachte damals, der Proportionalitätsfaktor C in Gleichung 3.2 sei eine Konstante. Erst später erkannte man, dass er maßgeblich von der Sohlrauheit abhängt. Später nannte man den Beiwert „Chézy-Koeffizient“ und die Gleichung „Chézy-Formel“ [3.21].

3.3 Hydraulische Berechnungen

93

Isotachen (Linien gleicher Fließgeschwindigkeit [m/s]

benetzter Umfang U [m] Durchflussquerschnitt A [m2] Abb. 3.9 Bestimmung des hydraulischen Radius Rh aus der durchflossenen Querschnittsfläche A und dem benetzten Umfang U

Die ersten beiden Fließformeln (Gleichungen 3.2 und 3.3) sind auf rein empirischem Wege aufgestellt worden. Sie sind im Grunde identisch. Setzt man für den Beiwert C in Gleichung 3.3

C = kSt ⋅ Rh1 6

(3.5)

so kann Gleichung 3.1 in Gleichung 3.2 überführt werden. Im englischen Sprachraum hat sich übrigens statt der Strickler-Formel die sog. ManningFormel durchgesetzt. Sie unterscheidet sich von Gleichung 3.2 lediglich im Geschwindigkeitsbeiwert. Manning wählt statt kSt den Reziprokwert 1/n. Damit folgt mit dem Manning-Koeffizienten n:

um =

1 ⋅ Rh 2 / 3 ⋅ J e1/ 2 n

(3.6)

Darcy / Weisbach

Im Gegensatz zu den empirischen Ansätzen ist die Formel von DarcyWeisbach (Gleichung 3.7) physikalisch begründet. Ursprünglich wurde sie für Rohrströmungen entwickelt. Sie lässt sich jedoch auch für offene Gerinne anwenden.

um =

1

λ

⋅ 8 g ⋅ Rh ⋅ J e

(3.7)

Die Bestimmung von λ im hydraulisch rauen Bereich, mit dem wir es im Flussbau immer zu tun haben, erfolgt nach Colebrook und White:

94

3

Flussbau

§ · ks = −2 ⋅ log ¨ ¸ λ © Rh ⋅ 14,84 ¹

1

(3.8)

In diesen Formeln bedeuten:

λ Rh J g

ks

Reibungsbeiwert [-] hydraulischer Radius [m] Fließgefälle = Sohlgefälle [-] Erdbeschleunigung [m/s2] Rauheit der Sohle (äquivalente Sandrauheit) [m]

Viele Fachleute empfehlen heute die Verwendung der Darcy-WeisbachFormel, weil damit schwierige Strömungserscheinungen besser erfasst werden können, z. B. durch Bewuchs vorhandene Widerstandskräfte oder Scherkräfte infolge der auftretenden Interaktion zwischen Vorland (mit Bewuchs) und Flussbett (ohne Bewuchs). Außerdem unterliegt dieses Fließgesetz nicht der Schwäche der Strickler-Formel, dass der Stricklerbeiwert vom hydraulischen Radius und damit von der Wassertiefe abhängt [3.4]. Stricklerbeiwert

Trotz des empirischen Ansatzes stehen heute noch viele Praktiker zu der in den dreißiger Jahren entwickelten Strickler-Formel zur Abschätzung der mittleren Geschwindigkeit im Fluss, bei gegebenen geometrischen Randbedingungen und bekannter Sohlbeschaffenheit (ausgedrückt durch den Stricklerbeiwert kSt). Wegen seiner häufigen Verwendung kommt dem Stricklerbeiwert daher eine wichtige Rolle zu. Tabelle 3.2 gibt deshalb exemplarisch die Geschwindigkeitsbeiwerte für unterschiedliche Gerinne an. Der Stricklerbeiwert ist streng genommen kein Rauheitsbeiwert, wie er dennoch häufig genannt wird. Das zeigt schon der Umstand, dass der Stricklerbeiwert größer wird, wenn die Sohle glatter ist, also die Rauheit abnimmt. Er ist – als Proportionalitätsfaktor in Gleichung 3.3 – eher als Geschwindigkeitsbeiwert zu bezeichnen.

3.3 Hydraulische Berechnungen

95

Tabelle 3.2 Beispiele für Geschwindigkeitsbeiwerte nach Strickler [3.17] KSt [m1/3/s] Natürliche Gewässer: Wildbäche mit grobem Geröll und Geschiebetrieb Wildbäche mit kopfgroßen Steinen ohne Geschiebetrieb stark geschiebeführende Flüsse mäßig geschiebeführende Flüsse verkrautete Flüsse Flüsse mit fester Sohle ohne Unregelmäßigkeiten

19 - 22 25 - 28 28 33 - 35 30 - 35 40

Künstliche Gerinne aus Erdstoffen: Sohle aus feinem Sand oder festem, glatten Material Sohle aus Kies (20 - 60 mm) Sohle aus Grobkies (50 - 150 mm) Sohle mit groben Steinen belegt

50 - 60 40 35 25 - 30

Künstliche Gerinne: Gerinne mit Zementglattstrich geglätteter Beton unregelmäßige Betonflächen Felsausbruch

100 90 50 20 - 30

Beispiel:

Der Abfluss in einem natürlichen Gewässer mit fester Sohle ohne Unregelmäßigkeiten (d. h. kSt = 40 m1/3/s), einer Breite von 10 m, einem Gefälle von 0,2 ‰ und einer Fließtiefe von 0,4 m ergibt sich näherungsweise zu

um = kSt ⋅ Rh 2 / 3 ⋅ J 1/ 2 = 40 ⋅ 0, 42 / 3 ⋅ 0,0002 = 0,307 m/s

Q = um ⋅ A = 0,307 ⋅ 10,0 ⋅ 0, 4 = 1, 23 m3/s In diesem Beispiel wurde der hydraulische Radius Rh mit der Fließtiefe h gleichgesetzt. Dies ist näherungsweise richtig, wenn die Fließtiefe im Verhältnis zur Gewässerbreite klein ist (b > 10 h) und damit der Wandeinfluss am Ufer vernachlässigbar ist. In unserem Beispiel ist b / h = 25 und damit Rh ≈ h. Bei gedrungenen Querschnitten bzw. großen Fließtiefen gilt diese Annahme nicht. Hier muss der hydraulische Radius Rh korrekt nach Gleichung 3.4 berechnet werden.

96

3.3.2

3

Flussbau

Grundlagen des Feststofftransportes

Die Sohle eines Flusses ist in der Regel beweglich, da der Untergrund aus Ablagerungen von Sedimenten und Lockergestein (Alluvionen) besteht. Abhängig von der Beanspruchung der Sohle durch das strömende Wasser gibt es mehrere mögliche Zustände der Flusssohle:

– Gleichgewichtszustand: Die Sohle des Flusses befindet sich bezüglich des Geschiebetransportes in einem Gleichgewicht. Das von Oberstrom mitgeführte Geschiebe entspricht der Menge, die nach unterstrom weitertransportiert werden kann. Die Geschiebebilanz ist ausgeglichen und die Sohle bleibt in einer stabilen Höhenlage. – Erosionszustand: Wird aus einem Gewässerabschnitt mehr Geschiebe abtransportiert als von Oberstrom nachgeführt, ist der Fluss in einer Erosionsphase. Die Sohle sinkt allmählich ab (Abb. 3.14). Ein Geschiebedefizit stellt sich häufig ein, wenn oberstromige Flusssperren das ankommende Geschiebe zurückhalten. – Auflandungszustand: Im umgekehrten Fall, wenn der Fluss viel Geschiebe mit sich führt, dieses aber nicht weiterbewegen kann, ist der Fluss im Auflandungszustand und die Sohle hebt sich an. Gründe für einen verringerten Geschiebetrieb können eine Abnahme des Fließgefälles und/oder eine Verbreiterung des Flussbettes sein. – Geschiebetriebfreier Zustand: Beim geschiebetriebfreien Zustand ist die Schleppspannung so klein, dass kein Geschiebetrieb einsetzen kann. Die Sohle bleibt dauerhaft in ihrer ursprünglichen Lage. Alle genannten Zustände hängen sehr vom jeweiligen Abfluss im Flussbett ab. Der Wechsel zwischen Hochwasser- und Niedrigwasserzeiten vermag den jeweiligen Zustand in einen anderen überzuführen. Von einem Geschiebegleichgewicht kann daher selbst bei ausgewogener Geschiebebilanz nur gesprochen werden, wenn man größere Zeiträume von mehreren Jahren betrachtet. Eine natürliche Flusssohle besteht bei quartärem Untergrund aus einem Gemisch aus Sand, Kies, Steinen und evtl. grobem Geröll (siehe Beispiel in Abb. 3.10). Wegen der Reibungskraft, welche die Strömung auf die Sohle ausübt, werden die feineren Anteile der Flusssohle mitgerissen und bewegen sich hüpfend, springend oder rollend auf der Flusssohle fort (Geschiebe). Sehr feine Sande können aufgrund ihres leichten Gewichtes sogar in die Höhe gerissen werden und bewegen sich lange Zeit „schwebend“ im Wasserkörper

3.3 Hydraulische Berechnungen

97

stromabwärts, ohne gleich wieder auf die Flusssohle zurückzufallen (Schweb). Hier spielt das Konzentrationsgefälle, die Turbulenz und damit die Sinkgeschwindigkeit die verantwortliche Rolle. Nach Hans-Albert Einstein* ist Geschiebe in seiner Gesamtheit zwar beim Transport in kontinuierlicher Bewegung; das Einzelkorn jedoch bewegt sich ein Stück und ruht dann eine Weile, bis es wieder von der Sohle losgerissen wird. Ein verstärkter Geschiebetransport findet naturgemäß bei Hochwasser statt. Wenn die Flusssohle sich über eine gewisse Zeit im Geschiebegleichgewicht befindet (z. B. wenn Erosionstendenz im Fluss vorherrscht), bildet sie eine Deckschicht aus, auf der nur die gröberen Steine liegen bleiben (natürliche „Sohlpanzerung“, s. Abb. 3.11). Die feineren Kornfraktionen werden weitergespült und es entsteht eine schützende Schicht über der Grundschicht, die auch Sande und Feinkiese enthält. Im Laufe der Zeit können sich auch flächige Ablagerungen mit feinerem Material ausbilden, wenn durch Wirbel oder Kehren Zonen mit geringen Fließgeschwindigkeiten entstehen. Einen guten Eindruck des Sohlaufbaus erhält man, wenn ungestörte Proben als Gefrierkerne entnommen werden (Abb. 3.12).

Unterschicht Deckschicht

Abb. 3.10 Sieblinie der Deckschicht und der Unterschicht am Beispiel der Unteren Isar *

Sohn des berühmten Physikers Albert Einstein. Studierte an der ETH Zürich Bauingenieurwesen. Als Professor für Hydraulik in Berkeley, Kalifornien, erlangte Einstein internationale Beachtung durch seine Arbeiten im Bereich Geschiebetransport in Fließgewässern.

98

3

Flussbau

Q Deckschicht

temporäre Geschiebeablagerungen

Grundschicht

Abb. 3.11 Aufbau einer natürlichen Flusssohle (Kies, Steine)

Abb. 3.12 Gefrierkern der Rheinsohle unterhalb Iffezheim (Quelle: Bundesanstalt für Wasserbau)

Sohlschubspannung Die Sohlschubspannung welche auf die Sohle wirkt, kann vereinfacht mit Hilfe eines Strömungselementes hergeleitet werden (Abb. 3.13). Aus dem Kräftegleichgewicht folgt für die Sohlschubspannung τ 0 [3.17]:

τ 0 = ρ ⋅ g ⋅ Rh ⋅ J e

(3.9)

3.3 Hydraulische Berechnungen

99

Hier bedeuten:

ρ g Rh Je

Dichte von Wasser [kg/m3] Erdbeschleunigung [m/s2] hydraulischer Radius, etwa durchschnittliche Fließtiefe [m] Energieliniengefälle [-]

Abb. 3.13 Herleitung der Sohlschubspannung

Herleitung:

Aus dem Kräftegleichgewicht an einem Strömungselement der Länge ∆x und der Fläche A (Abb. 3.13) folgt:

Fo + G ⋅ sin α − Fu − FR = 0

(3.10)

Bei Voraussetzung einer stationär gleichförmigen Strömung gilt Fo = Fu und damit

FR = G ⋅ sin α Die Reibungskraft greift auf der benetzten Oberfläche der Flusssohle an (τ0 = Schubspannung in Wandnähe), d. h.

FR = τ 0 ⋅ U ⋅ ∆x

100

3

Flussbau

und damit G ⋅ sin α = τ 0 ⋅ U ⋅ ∆x . Mit G = A ⋅ ∆x ⋅ ρ ⋅ g folgt A ⋅∆x ⋅ ρ ⋅ g ⋅ J e = τ 0 ⋅ U ⋅ ∆x .

Setzt man bei Ansatz der Kleinwinkelnäherung sin α ≈ tan α ≈ Je und beachtet Rh = A / U, folgt der Ausdruck

τ 0 = ρ ⋅ g ⋅ Rh ⋅ J e

(3.11)

Als Faustformel zur einfachen Abschätzung der Sohlschubspannung τ0 [N/m2] kann vereinfacht folgende nicht dimensionsreine Formel verwendet werden:

τ 0 = 10 ⋅ h ⋅ J e

(3.12)

wenn h in [m] und Je in [‰] eingesetzt wird. Die Sohlschubspannung τ0 ist eine über den Umfang gemittelte Größe (s. Abb. 3.13). Kritisch gelten in kiesigen Flüssen (z. B. Voralpengebiet) Sohlschubspannungen ab etwa 5 bis 15 N/m2 und in sandigen Flüssen (z. B. Norddeutschland) sogar ab etwa 2 bis 5 N/m2. Nähere Angaben zur Grenzschleppspannung bzw. kritischen Sohlenschubspannung finden sich in DIN 19661 Teil 2 und in einschlägigen Tabellenwerken [3.17, 3.25]. Beispiel:

Bei einem Fluss mit einer Fließtiefe von 2,3 m und einem Gefälle von 0,5 ‰ übt der Abfluss eine Schubspannung von etwa τ 0 = 10 ⋅ 2,3 ⋅ 0,5 = 11,5 N/m2 auf die Sohle aus.

3.3 Hydraulische Berechnungen

101

Abb. 3.14 Freigespültes Brückenfundament an der Wertach, 1969

3.3.3

Beginn des Feststofftransports

Bei der Abschätzung des Feststofftransports ist die Frage nach dem Beginn der Feststoffbewegung von entscheidender Bedeutung. Beim Sedimenttransport unterscheidet man zwischen

– schwacher Bewegung: einige der kleinsten Partikel sind örtlich in Bewegung; – mittlerer Bewegung: mittlere Korndurchmesser sind – nicht mehr nur örtlich – in Bewegung; – allgemeiner Bewegung: auch größere Partikel sind überall in Bewegung. Bei schwacher und mittlerer Bewegung findet noch keine deutliche Umbildung des Gewässerbettes statt. Neuere Konzepte zur Abschätzung des Feststofftransportes sind die Konzepte (1) der kritischen Geschwindigkeiten, (2) der kritischen Schleppspannung und (3) der kritischen Abhebekraft. Zur ausführlichen Darstellung dieser Konzepte sei auf die Fachliteratur zum Flussbau verwiesen.

102

3

Flussbau

Konzept der kritischen Geschwindigkeit Dieses Konzept stellt einen Zusammenhang her zwischen der mittleren kritischen Fließgeschwindigkeit bzw. Grenzgeschwindigkeit und dem mittleren Korndurchmesser des Sohle:

ukrit = f ( d m )

(3.13)

Es gibt verschiedene Darstellungsmethoden dieser empirischen Lösungsansätze in Tabellen (Tabelle 3.3), Diagrammen und auch einfachen Gleichungen. Besonders zwei Nachweisverfahren zur Beurteilung der Sohlstabilität haben sich durchgesetzt: Das Verfahren von Hjulström und nach Neill. Sohlstabilität nach Hjulström

Das Hjulström-Diagramm trägt auf der Abszisse die mittlere Korngröße des Sohlmaterials auf und auf der Ordinate die mittlere Fließgeschwindigkeit (Abb. 3.15). Das Diagramm ist in die Bereiche Erosion, Transport und Sedimentation unterteilt. Der rechte ansteigende Ast der Kurve zeigt, dass größere Geschwindigkeiten notwendig sind, um auch größere Kornfraktionen zu bewegen. Unter einem Korndurchmesser von rund 0,2 mm erhöhen sich die Anteile feiner bindiger Tonpartikel. Daher nehmen die Kohäsionskräfte zwischen den Partikeln zu. Der linke Ast der Kurve verläuft absteigend. Haben sich diese feinen Sedimente allerdings erst einmal von der Sohle gelöst, bleiben sie in der Regel lange Zeit in Bewegung. Sohlstabilität nach Neill

Beim Neill-Ansatz wird die Grenzgeschwindigkeit ukrit hinsichtlich der Sohlstabilität nach folgender Gleichung ermittelt: 1

ukrit

§ρ · § h ·6 = 2 ⋅ ¨ S − 1¸ ⋅ g ⋅ d m ⋅ ¨ krit ¸ © ρW ¹ © dm ¹

mit

ukrit hkrit dm

ρS ρW g

Grenzgeschwindigkeit bezüglich Sohlstabilität zugehörige mittlere Fließtiefe mittlerer Korndurchmesser des Sohlenmaterials Dichte des Sohlmaterials Dichte von Wasser Erdbeschleunigung

(3.14)

3.3 Hydraulische Berechnungen

103

Abb. 3.15 Sohlstabilität nach Hjulström

Tabelle 3.3 Beispiele für kritische mittlere Fließgeschwindigkeiten Material sandiger Lehm steifer Ton mittlerer Sand grober Sand feiner Kies grober Kies

kritische mittlere Geschwindigkeit ukrit [m/s] klares Wasser 0,30 1,30 0,15 0,20 0,45 - 0,60 1,30 - 1,80

schwebhaltiges Wasser 0,50 1,50 0,25 0,30 0,50 - 0,70 1,40 - 2,00

Die vorgestellte Methode der kritischen Geschwindigkeiten ist nur für erste überschlägige Abschätzungen geeignet. Als besser hat sich das Konzept der kritischen Schleppspannung herausgestellt (siehe folgende Abhandlung). Konzept der kritischen Schleppspannung Bei diesem Konzept hat sich der Nachweis der Sohlstabilität nach Shields durchgesetzt [3.18, 3.29]. Zur Bestimmung der dimensionslosen kritischen

104

3

Flussbau

Bodenschubspannung τkrit [N/m2] wurden von Shields umfangreiche empirische Untersuchungen durchgeführt. Das Diagramm in Abb. 3.16 fasst die Ergebnisse zusammen. Darin ist der Shields-Parameter θ als dimensionslose kritische Sohlschubspannung oder auch Froude-Zahl des Korns Fr* in Abhängigkeit von der Korn-Reynolds-Zahl Re* aufgetragen. Diese ermittelt sich aus der Beziehung

Re* =

u* ⋅ d

ν

(3.15)

bezogen auf den Korndurchmesser d, die Schubspannungsgeschwindigkeit und die kinematische Zähigkeit ν. Hier ist u* ein Maß für die Schubspannung, trägt aber die Dimension einer Geschwindigkeit [m/s]. Der ShieldsParameter θ bzw. die Froude-Zahl Fr* des Kornmaterials als Bedingung für den Bewegungsbeginn ist gegeben durch

θ = Fr* =

τ0 ρ ρ − ( S W )⋅ g ⋅d

Abb. 3.16 Sohlstabilität nach Shields

(3.16)

3.4 Ermittlung des Geschiebetriebes und der Geschiebefracht

105

3.4 Ermittlung des Geschiebetriebes und der Geschiebefracht Für die Planung flussbaulicher Maßnahmen ist eine möglichst genaue Kenntnis über den Geschiebetransport an einem Fluss nötig. Hierbei sind sowohl Einzelereignisse von Bedeutung wie z. B. Hochwasserereignisse, als auch längerfristige Aussagen über die Entwicklung der Sohle. Als geeignetes Maß zur langfristigen Beurteilung der Geschiebebilanz eignet sich die Jahresgeschiebefracht. Um diese zu ermitteln, werden in einem Koaxialdiagramm folgende Kurven eingezeichnet:

– die Überschreitungsdauerlinie der Abflüsse gibt an, an wie vielen Tagen ein bestimmter Abfluss erreicht oder überschritten wird; – die Abflusskurve beschreibt den Zusammenhang zwischen dem Abfluss Q [m3/s] und der zugehörigen resultierenden Fließtiefe h [m]; – die Geschiebefunktion gibt an, welche Geschiebemenge G [kg/s] beim jeweiligen Wasserstand h von der Strömung transportiert werden kann. Aus diesen Angaben lässt sich die Überschreitungsdauerlinie des Geschiebetransportes gewinnen. Aus ihr erhält man durch Integration über die Zeit die Jahresgeschiebefracht. Für die Herleitung der Geschiebefunktion ist die Kenntnis der Schleppspannung nötig, die von der Strömung auf die Sohle ausgeübt wird. Bei Ansatz des Kräftegleichgewichtes an einem endlichen Flussabschnitt ergibt sich die theoretische Schleppspannung τ w zu

τ w = ρ ⋅ g ⋅ R ⋅ J e [N/m2] mit den variablen Größen R hydraulischer Radius [m] (bei breiten Flüssen R ≅ h , siehe Abschnitt 3.3.2) Je Fließgefälle = Sohlgefälle [-] und den konstanten Werten ρ Dichte von Wasser [kg/m3] g Erdbeschleunigung [m/s2]

(3.17)

106

3

Flussbau

Geschiebetrieb G [kg/s]

(c) Geschiebefunktion

(d) Überschreitungsdauerlinie des Geschiebetransportes Jahresgeschiebefracht

Fließtiefe h [m] Zeit [d]

(b) Abflusskurve

(a) Überschreitungsdauerlinie der Abflüsse

3

Abfluss Q [m /s]

Abb. 3.17 Koaxialdiagramm zur Ermittlung der Jahresgeschiebefracht

Ein anerkanntes Verfahren zur Ermittlung des Beginns für den Feststofftransport ist die allgemein bekannte Formel von Meyer-Peter und Müller (siehe Gleichung 3.21). Sie entstand als Ergebnis von Laborversuchen, die an der Eidgenössischen Technischen Hochschule Zürich (ETH) 1948 durchgeführt wurden. Die Formel dient ausschließlich der Ermittlung der Transportraten von grobem Geschiebe. Daher ist sie beispielsweise ungeeignet für Küstengewässer. Gute Ergebnisse liefert der Ansatz allerdings an alpinen und voralpinen Flüssen. Dort wird sie zur Abschätzung der Geschiebetransportrate vielfach erfolgreich eingesetzt. Diese theoretische Formel zur Ermittlung der Schleppspannung wurde von zahlreichen Autoren auf praktische Situationen angepasst. Sehr verbreitet ist die Modifikation von Meyer-Peter und Müller, die bei ihrem Ansatz berücksichtigen, dass in der Regel nur ein Teil der Sohle beweglich ist, z. B. bei Vorhandensein befestigter Ufer. Damit ergibt sich die wirksame Schleppspannung zu

3.4 Ermittlung des Geschiebetriebes und der Geschiebefracht

§k · τ w = ρ ⋅ g ⋅ Rh ⋅ ¨ St ¸ © kr ¹

107

32

⋅ Je

(3.18)

Darin ist Rh der hydraulische Radius, diesmal aber bezogen auf den beweglichen Teil der Sohle. Es gilt Rh = AS / bS , wobei der wirksame Abflussquerschnitt AS nach Abb. 3.18 mit Hilfe der Isotachen, der Linien gleicher Geschwindigkeiten, ermittelt werden kann. Die Breite der beweglichen Sohle ist bS . Für die Kornrauheit kr setzen Meyer-Peter und Müller

kr =

26 16 dm

in [m1/3/s]

(3.19)

Analog kann der Stricklerbeiwert gesetzt werden zu

k St =

21

(3.20)

16 dm

es sei denn, genauere Werte stehen aus Wasserspiegelfixierungen zur Verfügung. In diesen beiden empirischen Formeln wird der maßgebende mittlere Korndurchmesser der Sohle dm in [m] eingesetzt. Ist eine durchgehende Deckschicht über der Flusssohle ausgebildet, wird deren mittlerer Korndurchmesser angesetzt.

Isotachen

As

bs Abb. 3.18 Ermittlung des wirksamen Abflussquerschnitts As mit Hilfe von Isotachen

Eine möglichst genaue Kenntnis der Flusssohle ist für die Beurteilung der Geschiebetätigkeit eines Flusses von größter Bedeutung. Daher ist es bei Projektierungsmaßnahmen unverzichtbar, an mehreren Stellen des Flusses Geschiebeproben der Unterschicht sowie der Deckschicht zu entnehmen und Siebanalysen durchzuführen.

108

3

Flussbau

Ist die wirksame Schleppspannung der Strömung bekannt, muss sie der kritischen Schleppspannung τc gegenübergestellt werden. Diese ist eine Sohlschubspannung und muss erst überwunden werden, bevor sich Geschiebetrieb entwickeln kann. Die Differenz zwischen wirksamer Schleppspannung und kritischer Sohlschubspannung steht dem Geschiebetrieb zur Verfügung. Meyer-Peter / Müller haben aus zahlreichen Versuchen folgenden Zusammenhang entwickelt: 32

§k · ρ ⋅ g ⋅ RS ⋅ ¨ St ¸ © kr ¹

⋅ J = A" ⋅ ( ρS − ρ ) ⋅ g ⋅ dm + B" ⋅ ρ1 3 ⋅ g 2 3 ⋅ g"S

23

(3.21)

bzw.

τ w = τc +τ g

(3.22)

Neben den bereits erwähnten, kommen in dieser Gleichung folgende Abkürzungen vor:

ρS

Dichte des Geschiebes [kg/m3]

g "S

Geschiebetrieb, unter Wasser gewogen [kg/(m.s)]

A", B" Beiwerte aus Versuchen Meyer-Peter und Müller fanden für B" einen konstanten Wert von 0,25. Der Beiwert A" ist gleich 0,047 bei entwickeltem Geschiebetrieb und 0,03 bei absoluter Ruhe der Sohle. Daraus können drei Bereiche für den Geschiebetrieb unterschieden werden: Sohle befindet sich in absoluter Ruhe, wenn

τ w /( ρ S − ρ ) g ⋅ d m < 0,03

(3.23)

Sohle beginnt sich zu bewegen, wenn

0,03 < τ w /( ρ S − ρ ) g ⋅ d m < 0,047

(3.24)

Geschiebetransport ist voll entwickelt, wenn

τ w /( ρ S − ρ ) g ⋅ d m > 0,047

(3.25)

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

109

3.5 Flussbauliche Maßnahmen Eingriffe des Menschen in das Fließgeschehen eines Flusses oder Baches lassen sich heutzutage praktisch nicht umgehen. Einerseits sind Projekte zur Versorgung der Bevölkerung mit Trinkwasser, Energie und Gütern (Wasserverkehrswege) notwendig. Daneben gilt es, durch flussbauliche Maßnahmen, Siedlungen, Industrieanlagen und Verkehrswege vor Hochwasser und Erosion zu sichern. Auch ein Absinken des Grundwasserspiegels durch die Tiefenerosion eines Flusses muss vermieden werden, damit die umliegende Landwirtschaft und ökologisch wertvolle Lebensräume nicht geschädigt werden. Darüber hinaus wurde in den letzten Jahrzehnten die Wichtigkeit einer ökologischen Durchgängigkeit am Fließgewässer und der Erhalt bzw. Wiederherstellung natürlicher Entwicklungsstufen und Lebensgemeinschaften am Gewässer erkannt. Demzufolge orientiert sich der Flussbau heute vermehrt an den Möglichkeiten des naturnahen Gewässerausbaus und des Rückbaus von ausgebauten Fließgewässern. 3.5.1

Sicherung gegen Seitenerosion

Bei der eigendynamischen Entwicklung von Wasserläufen wirken häufig Seiten- und Tiefenerosion zusammen, so dass bei Sanierungskonzepten ein Zusammenwirken aller Komponenten berücksichtigt werden muss, damit einzelne Uferschutzmaßnahmen auch wirksam werden können. Bei der klassischen Ufersicherung wurden vielfach Parallelbauwerke eingesetzt, die das Ufer lückenlos befestigen und die Uferlinie verkürzen. Dadurch wurde die Fließgeschwindigkeit erhöht und Lebewesen und Pflanzengesellschaften der Zugang zum Wasser erschwert. Eine naturnahe Gestaltung von Uferbefestigungen dagegen nimmt Rücksicht auf eine Durchgängigkeit zwischen Wasser und Land. Sicherung durch Bepflanzung

Bei Gewässern mit geringen Fließgeschwindigkeiten eignen sich Röhrichtgewächse als Bepflanzung zum Uferschutz. Sie sichern mit ihrem kräftigen Wurzelwerk das Ufer und regenerieren nach einem Überströmen meist schnell. Gut durchwurzelter Böschungsrasen bildet bei flachen Böschungen und nur kurzeitigen Fließgeschwindigkeiten bis 1,8 m/s einen natürlichen und ökologisch positiv zu bewertenden Uferschutz. Dieser muss regelmäßig gemäht werden. Am kostengünstigsten ist die Beweidung durch Schafe. Diese Böschungen sind von Neophyten (bei uns ursprünglich nicht heimische Pflanzen) und Wühltieren (Bisam, Kaninchen, Wühlmäuse) freizuhalten, damit das

110

3

Flussbau

Wurzelwerk nicht geschwächt wird. Böschungsrasen kann herkömmlich ausgesät werden, als Rollrasen ausgelegt oder in Form von Vegetationsmatten verlegt werden. Letztere sind verrottbare Geotextilmatten mit eingearbeiteten Grassamen, und sind schon ab dem Zeitpunkt ihrer Einbringung als mechanischer Uferschutz wirksam. Böschungsrasen wird meistens in Verbindung mit Deichen und Dämmen eingesetzt. Gehölze bilden entlang von Fließgewässern den größten Teil einer natürlichen Vegetationsgesellschaft. Bei einer Neubegrünung ist sowohl die natürliche Auenzonierung als auch eine standortbezogene Zusammenstellung zu berücksichtigen. Gehölze bilden mit ihrem Wurzelwerk eine stabile Ufersicherung, beschatten das Gewässer und bilden einen wertvollen Lebensraum für viele Tiere. Bei der Neuanlage von Gehölzen als Ufersicherung werden oftmals Steckhölzer oder Steckstangen verwendet, um eine weitere seitliche Erosion eines Prallhanges zu begrenzen. In einem gewissen Abstand von der Bruchkante werden Pflanzlöcher bis zur Höhe des Mittelwasserspiegels gebohrt, in welche dann Weidenstangen gesteckt werden, die noch 50 bis 80 cm über das Gelände hinausragen. Nach einer lageweisen Verfüllung und Einschlämmung der Pflanzlöcher werden die Steckstangen bald über die ganze Eingrabtiefe Wurzeln schlagen, wobei sich diese im Bereich des Wasserspiegels am dichtesten ausbilden. Das Wurzelwerk und der verdichtete Erboden verhindert eine weitere Seitenerosion. Raubaum

Eine einfache, preiswerte und rasch wirkende Methode Erosionen am Ufer einzugrenzen, bildet der Einsatz von Nadelbäumen samt Wurzeln, Zweigen und Wipfel. Ein solcher „Raubaum“ wird mit einer Kette oder einem Stahlseil an seinem Wurzelwerk so angehängt, dass der Wipfel stromabwärts annähernd parallel vor dem Ufer zu liegen kommt (Abb. 3.19). Der Stamm und seine Zweige schützen dann vor weiterer Erosion und halten auch Feststoffe zurück, die das Ufer durch Sedimentation wieder allmählich aufbauen helfen. Da die Lebensdauer eines Raubaumes auf etwa 10 bis 15 Jahre begrenzt ist, muss das dahinter liegende Ufer bepflanzt werden, damit später diese Gehölze den künftigen Uferschutz übernehmen können. Bei längeren Uferschäden oder erosionsgefährdeten Uferstrecken können mehrere Raubäume hintereinander befestigt werden.

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

111

Abb. 3.19 Raubaum (Prinzipskizze des Einbaus, kleines Bild: Pfahlbock zur Befestigung

Faschinenbündel und Senkwalzen

Faschinenbündel (Faschinenwalzen, Wippen) und Senkwalzen werden zur Böschungsfußsicherung verwendet. Sie werden aus Weidenruten mit Draht zu Bündeln von 20 bis 40 cm Durchmesser zusammengebunden, wobei in die Senkwalzen im Inneren noch Steine eingebunden sind. Senkwalzen können bei tiefen Abbrüchen unter Wasser abgesenkt werden und sind so schwer, dass meist keine Absicherung mit Pflöcken notwendig ist. Da diese dauernd unter Wasser liegen, ist ein Austrieb nicht möglich. Faschinenbündel dagegen werden im Bereich der Mittelwasserlinie eingebaut, die dicken Rutenenden werden nach Oberstrom verlegt und mit Pflöcken befestigt. Eine Überdeckung mit Erdreich verbessert das Anwachsen, wenn die triebfähigen Weidenruten austreiben und Wurzeln bilden. Es entsteht ein Gehölzsaum, der die Ufersicherung übernimmt. Mit Weidenruten lassen sich auch Flechtzäune und Weidenbuschlagen erstellen. Sie alle haben zum Ziel, einen stabilen Weidensaum zur Ufersicherung zu erhalten, indem austriebsfähige Zweige und Ruten in verschiedenster Weise mit dem Erdreich verbunden werden, je nach Situation und Böschungsneigung (Abb. 3.20 und Abb. 3.21).

112

3

Flussbau

Abb. 3.20 Böschungsschutz mit Hilfe einer Weidenspreitlage

Abb. 3.21 Uferschutz mit Hilfe eines Flechtzauns

Ufersicherung mit Steinen

Bei steilen Böschungen, hohem Mittelwasserstand, starkem Geschiebetrieb oder starkem Wellenschlag ist ein Pflanzenwachstum meist nicht möglich. Dann ist eine Ufersicherung mit Steinen unumgänglich. Je nach Gegebenheit

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

113

der örtlich auftretenden Schubspannung und des vorhandenen Böschungssubstrats ist eine angemessene Steingröße zu wählen und auf eine ausreichende Einbindung in den Böschungsfuß zu achten. Auch sollte der Längsverbau möglichst rau und verzahnt ausgeführt werden, damit sich keine bevorzugten Strömungsgerinne mit erhöhten Fließgeschwindigkeiten ausbilden [3.12]. Beim Steinsatz werden große Steine mit einer Kantenlänge von mehr als 80 cm von Baggern einzeln verlegt, größere Hohlräume mit Kies gefüllt. Auch eine Ergänzung des Steinsatzes mit Weidensteckhölzern ist möglich, wenn ein natürlicher Bewuchs im Umfeld vorhanden ist. Preiswerter und einfacher einzubauen ist ein Steinwurf. Hier werden kleinere Steine mit ca. 60 cm Kantenlänge über die Böschung abgekippt. Ein Steinwurf kann nur bei geringeren Schubspannungen eingesetzt werden. Steinpflaster mit kleinen Kantenlängen und Fugenverguss oder Vermörtelung sollten im naturnahen Wasserbau möglichst nicht eingesetzt werden. Wegen der fehlenden Hohlräume besitzen sie keine ökologische Wirkung. Sind wegen Platzmangel Mauern unumgänglich, bilden Trockenmauern eine naturnahe Lösung. Diese sind ökologisch weit höher zu bewerten als eine Betonmauer. Je unregelmäßiger der Verbund und je größer die verbleibenden Hohlräume sind, desto mehr Rückzugsräume für Lebewesen werden geschaffen. Buhnen Buhnen bilden ein wesentliches Element bei flussbaulichen Maßnahmen, da sie je nach Lage und Richtung im Fluss unterschiedliche Entwicklungen bezüglich der Ufergestaltung bewirken. In jedem Fall vergrößern sie die Fließtiefe im Hauptströmungsbereich. Bei der Planung ist allerdings zu beachten, dass der Einbau im Hochwasserfall den Wasserspiegel gegenüber dem ursprünglichen Zustand erhöhen kann [3.19, 3.24]. In der Regel sind Buhnen massive Bauwerke aus groben Steinen, die vom Ufer aus quer im Gewässerbett liegen, jedoch nicht über die gesamte Gewässerbreite reichen (Abb. 3.22). Bei kleineren Fließgewässern werden Buhnen auch aus Flechtwerk oder Wurzelstöcken hergestellt. Buhnen sind darüber hinaus wichtige flussbauliche Maßnahmen zur Regulierung des Niedrigwasserstandes für die Schifffahrt (s. Kapitel 7 „Binnenschifffahrt“). Stehen sich die Buhnen am Ufer genau gegenüber, wird der Hauptströmungsquerschnitt und die Durchflussbreite des Flusses verringert und damit die Wassertiefe und Fließgeschwindigkeit erhöht. Dies führt zu größeren Schubspannungen in diesem Bereich und damit zu einer Sohlerosion, bis sich ein neuer Gleichgewichtszustand einstellt. Hauptsächlich beim Ausbau von Flüssen als Schifffahrtsstraßen werden deshalb Buhnen eingesetzt, um größere

114

3

Flussbau

Fahrtiefen im Bereich der Schifffahrtsrinnen zu erreichen. Die Variante des „sanften“ Ausbaus der Donau zwischen Straubing und Vilshofen gründet beispielsweise auf diesem Prinzip im Unterschied zu einer Ausbauvariante mit Staustufen. Soll ein mäandrierender, d. h. gewundener Flusslauf entstehen, werden die Buhnen an den beiden Ufern versetzt angeordnet. Eine einzelne Buhne kann den Hauptstromstrich vom Ufer ablenken und damit eine Tiefenerosion im Uferbereich vermindern. Zum Uferschutz muss der Abstand der Buhnen so bemessen werden, dass die Hauptströmung etwa mittig auf die nächste unterstrom liegende Buhne trifft. Je nachdem in welche Richtung zur Strömung eine Buhne gerichtet ist, können unterschiedliche Strömungsmechanismen auf das Ufer wirken. Bei strömungsaufwärts (inklinanten) gerichteten Buhnen wird bei teilweiser Überströmung auch Wasser Oberstrom auf das Ufer geleitet, so dass dieses zusätzlich zu sichern ist. Bei stromabwärts (deklinanten) gerichteten Buhnen erodiert bei zunehmender Überströmung das Ufer unterhalb. Zur Ufersicherung sind diese beiden Ausrichtungsformen deshalb nicht geeignet, wohl aber zum bewussten Einleiten eigendynamischer Entwicklungsprozesse der Uferlinie. Rechtwinklig angeordnete Buhnen wirken dagegen bezüglich der Strömungsangriffe auf das Ufer neutral. Die entstehenden Kehrwasser und strömungsberuhigten Bereiche zwischen den einzelnen Buhnenfeldern bewirken vielmehr noch eine angestrebte Verlandung, die das Ufer zusätzlich schützt. Darüber hinaus bilden diese Flachwasserzonen wertvolle ökologische Bereiche (Abb. 3.22).

Abb. 3.22 Rechtwinklig angeordnete Buhnen mit teilweise ausgeprägten Verlandungszonen in den einzelnen Buhnenfeldern

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

115

Am Beispiel des 1988 renaturierten Gailbaches in Tirol wird die Wirkung von Buhnen deutlich. Abb. 3.23 zeigt die Situation nach Einbau von Steinbuhnen bei einem Abfluss von Q = 1,8 m3/s. Drei Jahre später hat sich durch Anlandungen zwischen den Buhnenfeldern ein naturnahes Gewässer entwickelt, das sogar bei einem halbierten Abfluss Q = 0,9 m3/s, eine gute Durchgängigkeit für Fische und Wasserorganismen bietet (Abb. 3.24).

Abb. 3.23 Der Gailbach in Tirol nach Einbau von Steinbuhnen, bei einer 3 Wasserführung von Q = 1,8 m /s am 06.07.1988 (vgl. Abb. 3.24)

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3

Flussbau

Abb. 3.24 Der Gailbach in Tirol, drei Jahre nach der Renaturierung 3 (09.07.1991, Q = 0,9 m /s)

Sporne Steinsporne sind einfache dreiecksförmige Buhnen aus Wasserbausteinen. Ihre breite Basis ist in das Ufer eingebunden und die abgestumpfte Spitze reicht in das Gewässer hinein (Abb. 3.25). Sie werden durch ein Fundament in das Ufer und besonders tief in die Sohle eingebunden, da sich am Kopf des Sporns durch erhöhte Fließgeschwindigkeiten ein tiefer Kolk bildet. Steinsporne lei-

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

117

ten das Wasser von der Uferlinie weg und bewirken eine Sedimentation. Diese neuen Flächen werden bald von Pionierpflanzen und Gehölzen besiedelt. Dies führt auch zu einer weiteren Ufersicherung. Zudem bilden die verschiedenartigen Turbulenzen, Kehrwasser und Hohlräume die Grundlage eines ökologisch wertvollen Lebensraums.

Abb. 3.25 Steinsporne zum Uferschutz kurz nach Fertigstellung

3.5.2

Sicherung gegen Tiefenerosion

Die starken Einengungen vieler Flüsse durch Eindeichung und Begradigungen im letzten Jahrhundert und die damit verbundene Erhöhung der Fließgeschwindigkeit, sind wesentliche Faktoren für eine Tiefenerosion an Fließgewässern. Zusätzlich bilden Stauwerke in der Regel eine Barriere für den Geschiebetransport. Zur Vermeidung einer weiteren Eintiefung und des damit verbundenen Absinkens des Grundwasserspiegels müssen im Flussbau heute vermehrt Lösungen gefunden werden, welche eine weitere Tiefenerosion stoppen. Sohlschwellen Sohlenbauwerke quer zur Fließrichtung, können eine Reduktion der Fließgeschwindigkeit und eine Energieumwandlung erreichen und damit die Tiefenerosion vermeiden. Herkömmlich wurden Sohlschwellen als Wehre oder Abstürze in massiver Bauweise ausgeführt, welche die ökologische

118

3

Flussbau

Durchgängigkeit eines Fließgewässers verhinderten. Im naturnahen Wasserbau werden deshalb Schwellenhöhen von 10 bis 20 cm nicht überschritten. Sie werden aus einzelnen Steinen, möglichst ohne die Verwendung von Mörtel und Beton gesetzt. Zur Stabilisierung der einzelnen Steine lassen sich Stahlstützen bis unterhalb der Wasserlinie einschlagen oder die Steine werden mit Stahlseilen miteinander verbunden. Die Formen von Sohlschwellen sollten variieren, damit keine optische Eintönigkeit entsteht. Sohlrampen Bei Sohlrampen wird der Abbau des Höhenunterschieds auf eine größere Länge des Fließgewässers verteilt. Frühere Rampen, teilweise auch als Schussrinnen ausgebaut, genügen nur wenig den Anforderungen an Durchgängigkeit, so dass heutzutage meistens Kaskadenrampen (Abb. 3.27) oder aufgelöste Rampen gebaut werden, bei denen auch Umlagerungen oder eine gewollte Kolk- und Beckenbildung stattfinden kann. Sohlrampen können mit kleiner Steingröße geschüttet werden oder sie werden bei größeren Steinen mit dem Greifbagger einzeln gesetzt und mit filterstabilem Aushub unterfüttert. Um die Ausbildung eines Schussstrahles und die damit verbunden tiefe Auskolkung am Rampenfuß zu vermeiden, muss darauf geachtet werden, den Abfluss über den gesamten Rampenkörper möglichst gleichmäßig zu verteilen (Abb. 3.26). Zusätzlich sorgt eine raue Rampenausbildung dafür, dass ein großer Teil der kinetischen Fließenergie schon über die Rampe verteilt umgewandelt wird und nicht erst am Rampenfuß. Unterhalb der Rampe ist eine naturnahe (nicht betonierte) Tosmulde anzuordnen und die anschließende Gewässersohle mit abnehmender Steingröße zu befestigen (Kolkschutz).

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

Abb. 3.26 Raue Sohlrampe an der Wertach / Bayern

Abb. 3.27 Kaskadenrampe (Anbindung eines Seitengewässers)

119

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3

Flussbau

Geschiebezugabe und Stauraumspülung Ist in einem Fließgewässer der Geschiebetransport durch Staustufen unterbunden, so kann durch eine Stauraumspülung bei Hochwasser dem Fluss wieder Geschiebe zugeführt werden. Meistens reicht jedoch deren Wirkung nicht weit genug nach Oberstrom, so dass nur die feinen Sedimente, die sich vor dem Staukörper abgelagert haben, weiter verfrachtet werden, nicht aber gröberes Material, das sich bereits an der Stauwurzel abgelagert hat. Zudem wird das ganze Ökosystem des Rückhalteraums selbst und des unterstrom gelegenen Gewässerabschnittes empfindlich gestört, besonders dann, wenn solche Spülungen nur selten durchgeführt werden. Demzufolge ist es sinnvoll, Aushubmaterial von Stauraumausbaggerungen aus dem Stauwurzelbereich unterhalb des Absperrbauwerkes als künstliche Sand- und Kiesbänke in Längsrichtung im Fluss aufzuschütten, die dann beim nächsten Hochwasser weitertransportiert werden. Eine künstliche Geschiebezugabe aus Kiesgruben in ein frei fließendes Gewässer unterhalb einer Staustufe ist in der Regel sehr kostenintensiv, wird aber in einigen Flussbereichen erfolgreich praktiziert. Dazu ist aber im Vorfeld eine genaue Aufnahme der Flusssohle anhand von Unterwasserkameras und Kernbohrungen notwendig. So werden am Rhein und an der Donau Gefrierkernbohrungen durchgeführt, um die Profile und Geschiebekennwerte der einzelnen Sohltiefen zu erhalten. Erst anhand dieser Daten lassen sich die Geschiebezugaben (evtl. Grobkornzugabe) in ihrem Umfang und Kornverteilung optimieren. Seit 1978 werden unterhalb der Staustuffe Iffezheim am Rhein z. B. täglich annähernd 500 m3 eines Sand-Kies-Gemisches in den Rhein geschüttet, um die Sohle zu stabilisieren (siehe hierzu: http://www.iffezheim.de). Sohlpflasterung und offene Deckwerke Eine weitere Möglichkeit, eine fortschreitende Sohlerosion zu verhindern, ist die Berollung der Flusssohle mit Steinen. Dadurch kann der Gleichgewichtszustand wieder hergestellt werden. Im Gegensatz zu einer durchgehenden Sohlbefestigung mit Steinen bietet ein sog. „offenes Deckwerk“ durch die nur teilweise Belegung (ca. 50 %) der Sohle mit Steinen auch unter Beachtung der ökologisch notwendigen Bewegung der Sohle oftmals einen ausreichenden Erosionsschutz [3.7] (Abb. 3.28).

3.5 Flussbauliche Maßnahmen

121

Abb. 3.28 Offenes Deckwerk an der Iller / Bayern (kleines Bild: Untersuchungen im Modellversuch

3.5.3

Wiederherstellung der ökologischen Durchgängigkeit

Die Wiederherstellung der ökologischen Durchgängigkeit ist heute ein wichtiger Aufgabenbereich des Flussbaus. Hier ist zu beachten, dass nicht nur flussaufwärts eine Durchgängigkeit erreicht werden muss, sondern genauso flussabwärts und nicht nur für Fische sondern auch für Schnecken, Muscheln, Larven und andere Wasserorganismen. Fischaufstiegsanlagen werden in Kapitel 6 „Wasserkraftanlagen“ näher vorgestellt. Umgehungsgerinne, Fischrampen und Raugerinne-Beckenpässe an Staustufen, Wehren und Abstürzen, tragen heute dazu bei, eine ökologische Durchgängigkeit wiederherzustellen. Mitunter können bestehende Hindernisse im Fließgewässer beseitigt werden. So lassen sich vielfach Abstürze zu rauen Rampen oder Kaskadenrampen umgestalten. Kanalisierte und verrohrte Bereiche von Bächen und Flüssen in innerörtlichen Bereichen mit gepflasterter Sohle und lotrechten Mauern können mit einer lockeren Steinbelegung und Bepflanzung eine minimale Durchgängigkeit erreichen. Besser noch sind eine Aufweitung des Gerinnes und eine Wegnahme der Bepflasterung, verbunden mit Bepflanzung und einer gegliederten Sohlstruktur mit Steinen und Kies.

122

3

Flussbau

3.5.4

Rückbau und eigendynamische Entwicklung

Das Hauptziel der Europäischen Wasserrahmenrichtlinie (WRRL, s. Kapitel 12 „Rechtliche Aspekte“) liegt in der Erreichung eines guten ökologischen Zustands aller europäischer Gewässer. Dies bedingt in der Regel auch die Wiederherstellung eines naturnahen Zustandes eines Fließgewässers (u. a. Durchgängigkeit). Dies bedeutet, dass Möglichkeiten geschaffen werden müssen, um den eigendynamischen Entwicklungen von Flussbett und Tal Raum zu geben (Stichwort „weiches Ufer“) und menschliche Eingriffe zu unterbinden oder wieder rückgängig zu machen [3.1, 3.16]. Für den Flussbau bedeutet dies, in vielen Bereichen eines Fließgewässers die Möglichkeiten eines Rückbaus zu prüfen und Prozesse für eine eigendynamische Entwicklung einzuleiten. Rückbau kann vor allem im Bereich von Wehren und Abstürzen erfolgen, indem sie in ökologisch wertvollere Kaskadenrampen oder lockere Sohlrampen umgebaut werden. Auch das Wegnehmen von einer harten Uferverbauung und glatten Sohlen, das Aufweiten eines uferbefestigten Gewässers oder der Rückbau von Deichen gehören zu den Erfolg versprechenden Maßnahmen. Bei wasserbaulichen Maßnahmen, die eine eigendynamische Gewässerentwicklung einleiten, müssen im Vorfeld die Randbedingungen ermittelt werden, die Entwicklungsziele festgelegt und die Möglichkeiten von Flächenerwerb oder Umnutzung geklärt werden. Meist ist nur im Bereich von kleineren Bächen und Flüssen oder in deren Oberlauf genügend Raum vorhanden, der es ermöglicht, dass ein Gewässer wieder seine eigenen morphologischen und biotischen Strukturen entwickeln kann. Bei größeren Gewässern haben meist die menschliche Nutzung (Energie, Schifffahrt) und die Sicherung von Siedlungs- und Verkehrsflächen Vorrang. Im Bereich von Auwäldern, Altarmen, Überschwemmungsflächen oder landwirtschaftlich extensiv genutzten Bereichen kann eine Eigendynamisierung eines Flusses jedoch durchaus realisiert werden. Eine Verbesserung der Laufentwicklung eines begradigten Fluss zum Beispiel kann dadurch erreicht werden, dass an geeigneter Stelle der Uferverbau weggenommen wird und Oberstrom am gegenüberliegenden Ufer eine Buhne angeordnet wird. Diese leitet die Strömung auf das ungesicherte Ufer, welches erodiert und Material in den strömungsberuhigten Bereich der nächsten Buhne umlagert. Werden diese Maßnahmen, Buhne und ungesichertes Ufer, im Wechsel ausgeführt, entsteht ein naturnahes, mäandrierendes Fließgewässer mit Prall- und Gleituferstrukturen. Ist der natürliche Geschiebehaushalt eines Gewässers durch Ausbaumaßnahmen gestört, so kann dieser durch die Förderung von Seitenerosion verbessert werden. Auch die gezielte Nutzung von bereits bewachsenen Kiesbänken durch Abholzung und die Strömungslenkung durch Buhnen auf dieses Materialdepot können den Feststofftransport verstärken.

3.6 Literatur

123

Ingesamt bilden alle diese Maßnahmen jedoch nur den Initiator für eine natürliche Entwicklung des Flusses, die nie einen fertigen Zustand erreicht, sondern durch wechselnde Abflüsse immer in Bewegung ist und dynamisch bleibt.

3.6 Literatur 3.1

3.2

3.3

3.4 3.5 3.6 3.7 3.8 3.9 3.10

3.11 3.12 3.13 3.14

Aufleger M., Hafner T., Niedermayr A., Schindler M., Schmautz M.: Uferrückbau und eigendynamische Entwicklung von geschiebeführenden Flüssen – Ergebnisse von physikalischen und numerischen Modelluntersuchungen. Österreichische Wasser- und Abfallwirtschaft, Heft 1/2, S. 17 - 25, 2005 Bezzola G. R.: Fliesswiderstand und Sohlenstabilität natürlicher Gerinne unter besonderer Berücksichtigung des Einflusses der relativen Überdeckung. Mitteilungen Nr. 173 der Versuchsanstalt für Wasserbau, Hydrologie und Glaziologie der ETH Zürich, 2002 BWK: Hydraulische Berechnung von naturnahen Fließgewässern. Teil 1: Stationäre Berechnung der Wasserspiegellinie unter besonderer Berücksichtigung von Bewuchs- und Bauwerkseinflüssen. Merkblatt Nr. 1 des Bundes der Ingenieure für Wasserwirtschaft, Abfallwirtschaft und Kulturbau (BWK) e. V., 1999 DWA: Hydraulische Berechnung von Fließgewässern. Merkblatt 220 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DVWK), Hennef, 1991 Franke P.-G.; Stationär ungleichförmiger Abfluß in Freispiegelgerinnen. Abriß der Hydraulik Heft 7, Bauverlag Wiesbaden und Berlin, 1971 Hager W. H.: Gauckler and the GMS (Gauckler-Manning-Strickler) Formula. Journal of Hydraulic Engineering 127, Vol. 8, pp. 876 - 879, 2001 Hartlieb A.: Offene Deckwerke – Eine naturnahe Methode zur Sohlstabilisierung eintiefungsgefährdeter Flussabschnitte. Mitteilungsheft Nr. 85 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 1999 Lange G. und Lecher K.: Gewässerregelung, Gewässerpflege. Naturnaher Ausbau und Unterhaltung von Fließgewässern. Verlag Paul Parey, Hamburg und Berlin, 2006 Naimann R. J., Lonzarich D. G., Beechie T. J., Ralph S. C.: General principles of classification and the assessment of conservation potential in rivers. River Conservation and Management, Wiley, 1992 Niedermayer A. und Aufleger M.: Eigendynamische Flussaufweitungen – Grundlagenversuche in großem Maßstab. In: Lebensraum Fluss – Hochwasserschutz, Wasserkraft, Ökologie. Mitteilungsheft Nr. 101 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, S. 279 - 291, 2004 Otto A.: Grundlagen einer morphologischen Typologie der Bäche. In: Beiträge zur naturnahen Umgestaltung von Fließgewässern. Mitteilungen des Instituts für Wasserbau und Kulturtechnik, Universität Karlsruhe, Heft 180, 1991 Patt H., Jürging P., Kraus W.: Naturnaher Wasserbau – Entwicklung und Gestaltung von Fließgewässern. Springer-Verlag Berlin Heidelberg, 1998 Press H., Schröder R.: Hydromechanik im Wasserbau. Ernst W. und Sohn-Verlag, 1992 Rosgen D. L.: Applied River Morphology. Wildland Hydrology Pagosa Springs, Colorado, 1996

124 3.15 3.16

3.17 3.18 3.19

3.20 3.21 3.22

3.23 3.24 3.25 3.26 3.27 3.28 3.29

3

Flussbau

Rouse H., Ince S.: History of Hydraulics. Iowa Institute of Hydraulic Research, Iowa, 1980 Schmautz M.: Eigendynamische Aufweitung in einer geraden Gewässerstrecke – Entwicklung und Untersuchungen an einem numerischen Modell. Mitteilungsheft Nr. 96 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2002 Schneider K.-J.: Bautabellen für Ingenieure. Werner-Verlag, 17. Auflage, 2006 Shields A.: Anwendung der Ähnlichkeitsmechanik und der Turbulenzforschung auf die Geschiebebewegung. Mitteilungen der Preußischen Versuchsanstalt für Wasserbau und Schiffbau, Berlin, Heft 26, 1936 Spannring M.: Die Wirkung von Buhnen auf Strömung und Sohle eines Fließgewässers – Parameterstudie an einem numerischen Modell. Mitteilungsheft Nr. 85 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 1999 Van Rijn L. C.: Principles of Sediment Transport in Rivers, Estuaries and Coastal Seas. Aqua Publications, Amsterdam, 1993 Vischer D. L.: Die Geschichte des Hochwasserschutzes in der Schweiz – Von den Anfängen bis ins 19. Jahrhundert. Berichte des Bundesamtes für Wasser und Geologie (BWG) Nr. 5, Bern, 2003 Vischer D. L.: Nationales Gewässersystem und Wasserkraftstatistik. In: Gugeru D. (Hrsg.) Vermessene Landschaften, Kulturgeschichte und technische Praxis im 19. und 20. Jahrhundert, Serie Interferenzen 1, S. 89 - 104, Chronos Verlag, Zürich, 1999 Vischer D. L.: The Strickler formula – A Swiss contribution to hydraulics. Wasser, Energie, Luft 79, Heft 7/8, S. 139 - 142, 1987 Weber M., Roth M., Hermann F.: Der Einfluss von Buhnen auf die Hydraulik, die Flussmorphologie und den Geschiebetransport. Wasser, Energie, Luft 92, Heft 5/6, S. 125 - 130, 2000 Wendehorst R.: Bautechnische Zahlentafeln. 31. Auflage, Teubner-Verlag, 2004 Wittmann H.: Wasser- und Geschiebebewegung in gekrümmten Flußstrecken. Untersuchungen aus dem Flußbaulaboratorium der Technischen Hochschule Karlsruhe, Verlag von Julius Springer, Berlin, 1938 Yalin M. S.: River Mechanics. Pergamon Press, Tarrytown, New York, 1992 Zarn B.: Lokale Gerinneaufweitung – Eine Massnahme zur Sohlenstabilisierung der Emme bei Utzenstorf. Mitteilungen Nr. 118 der Versuchsanstalt für Wasserbau, Hydrologie und Glaziologie der ETH Zürich, 1992 Zepp H.: Geomorphologie. Grundriss, Allgemeine Geographie. 3. Auflage, Schöningh UTB Verlag, 2003

4

Wehre

Wehre sind wasserbauliche Stauanlagen. Daher soll zunächst dieser Begriff erklärt werden. Stauanlagen sind Wasserbauwerke, mit deren Hilfe Bäche und Flüsse aufgestaut werden. Man unterscheidet zwischen Talsperren und Flusssperren. Eine Talsperre riegelt den gesamten Talquerschnitt ab und der Fluss oder Bach wird bis zu den Talflanken hin aufgestaut. Die Flusssperre dagegen erfasst nur den Bereich des Gewässers; parallel zum Fluss verlaufende künstliche Stauhaltungsdämme begrenzen den Aufstau seitlich im Tal und die Talflanken sind demnach nicht eingestaut (Abb. 4.1). Während Talsperren in der Regel über ein großes Beckenvolumen verfügen und damit in der Lage sind, einen hohen Anteil des Abflusses über einen langen Zeitraum zu speichern und nach Bedarf abzugeben, spielt bei Flusssperren die Wasserspeicherung eine eher untergeordnete Rolle. Nur bei Anlagen mit größerem Stauvolumen kann durch Zwischenspeicherung der Abfluss zeitweise zurückgehalten werden, um das Wasser in Zeiten höheren Strombedarfs – z. B. in den Morgen- und Abendstunden – durch die Turbinen zu leiten (Schwellbetrieb). In diesem Kapitel wird ausschließlich auf Flusssperren und deren Regelungsbauwerke, die Wehre, eingegangen. Talsperren (Staumauern und Staudämme) werden in Kapitel 5 „Talsperren“ ausführlich behandelt.

Stauhaltungsdämme

Talflanke

Talsperre Flusssperre

Staubecken

Talflanke

Abb. 4.1

Unterscheidung zwischen Talsperre und Flusssperre

126

4

Wehre

Sonderformen von Stauanlagen sind Hochwasserrückhaltebecken zum Auffangen bzw. zur Dämpfung von Hochwasserabflüssen, Pumpspeicherbecken zur Speicherung von elektrischer Arbeit, Sedimentationsbecken zum Rückhalt absetzbarer Schwebstoffe und Geschiebesperren zum Rückhalt von Geschiebefrachten. Die wichtigste Talsperren-Norm ist DIN 19700 „Stauanlagen“ (Juli 2004) mit den Teilen

– Teil 10 Gemeinsame Festlegungen – Teil 11 Talsperren – Teil 12 Hochwasserrückhaltebecken – Teil 13 Staustufen – Teil 14 Pumpspeicherbecken – Teil 15 Sedimentationsbecken Weitere wichtige Normen im Wasserbau sind:

– DIN 1054

Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau

– DIN 4048-1

Wasserbau – Begriffe – Stauanlagen

– DIN 19702

Standsicherheit von Massivbauwerken im Wasserbau

– DIN 19704-1 Stahlwasserbauten – Teil 1: Berechnungsgrundlagen – DIN 19704-2 Stahlwasserbauten – Teil 2: Bauliche Durchbildung und Herstellung – DIN 19702

Standsicherheit von Massivbauwerken im Wasserbau

– DIN 19712

Flussdeiche

– DIN 4084

Baugrund- und Geländebruchberechnungen

– DIN 18309

Einpressarbeiten

Zu beachten sind weiterhin die Veröffentlichungen und Regelwerke der nationalen und internationalen Verbände, z. B. der „Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V.“ (DWA) und des „Deutschen Nationalen Komitees für Große Talsperren“ (DNK), welches Deutschland im „International Commission on Large Dams“ (ICOLD) vertritt. Hier sind fast alle im Talsperrenbau tätigen Länder der Welt zusammengeschlossen.

4.1 Flusssperren (Staustufen)

4.1

127

Flusssperren (Staustufen)

An einer Flusssperre wird der gewünschte Aufstau durch Wehrbauwerke bewirkt. Es entsteht eine Staustufe, die einen Stausee erzeugt. Dient die Staustufe auch der Erzeugung elektrischer Energie, wird neben dem Wehr eine Wasserkraftanlage errichtet. Als weitere Bauwerke kommen bei schiffbaren Flüssen Schleusen hinzu. Wehr, Wasserkraftwerk und Schleusen bilden das Absperrbauwerk und zusammen mit den Stauhaltungsdämmen die Flusssperre (Abb. 4.2).

Stauhaltungsdamm Wehrwange

Staubecken Wehranlage Fluss Trennpfeiler Wasserkraftanlage Schleuse

Stauhaltung Abb. 4.2

4.1.1

Unterwasserbereich

Teile einer Flusssperre

Aufgaben von Flusssperren

Flusssperren erfüllen im Wesentlichen folgende Aufgaben:

– Aufstau nach Oberstrom für Ausleitungen (Bewässerung, Trinkwasserversorgung, Energieerzeugung und Schifffahrt), – Erhöhung der Fahrwassertiefe für die Schifffahrt, – Sohlstabilisierung durch Verringerung des Energieliniengefälles und damit der Schleppkraft der Strömung (Schutz des Flussbettes vor Eintiefung),

128

4

Wehre

– Anhebung des Grundwasserstandes, – Gewinnung von Fallhöhe zur Erzeugung elektrischer Energie, – Vergleichmäßigung der Abflüsse bei Schwellbetrieb. Die meisten Flusssperren erfüllen gleichzeitig mehrere dieser Aufgaben und sind daher sogenannte Mehrzweckanlagen. Mögliche Auswirkungen eines Aufstaus

Da eine wasserbauliche Maßnahme weitreichende Auswirkungen auf das Flusssystem hat, ist ein Gesamtkonzept für den jeweiligen Flussausbau notwendig. Hierbei sind insbesondere die nachfolgenden Einflüsse zu berücksichtigen:

– Veränderung der Geschiebefracht, d. h. Rückhalt im Staubecken und Eintiefungstendenzen im Unterwasser, – Sedimentation von Schwebstoffen vor dem Wehr, – Anhebung des Grundwasserspiegels im oberstromigen und Absenken im unterstromigen Bereich, – Änderung der Wasserqualität wegen geringerer Fließgeschwindigkeit, – Auswirkungen auf die standorttypische Lebensgemeinschaft des Gewässers. Grundsätzlich gilt, dass die Veränderungen im Flusslauf um so geringer ausfallen, je niedriger der Aufstau ist. Wird die Fließgeschwindigkeit im Stauraum von u = 0,3 m/s nicht unterschritten, geht man heute von einem ökologisch vertretbaren Aufstau aus. 4.1.2

Klassifizierung von Staustufen

Abhängig von der Fallhöhe bei Mittelwasserabfluss (MQ) wird eine Staustufe in die Klassen I bis III eingeteilt (Tabelle 4.1). Unabhängig von der Fallhöhe wird Staustufen die Klasse I zugewiesen, wenn es sich um schiffbare Flüsse handelt oder wenn eine Gefährdung von Siedlungen im Falle eines Versagens der Staustufe besteht. Entsprechend der Klassifizierung der Staustufen werden unterschiedliche Bemessungshochwasserzuflüsse festgelegt, nach denen Staustufen zu bemessen sind. In Tabelle 4.2 sind die jährlichen Überschreitungswahrscheinlichkeiten für den Hochwasserbemessungsfall 1 (BHQ1) und den Hochwasserbemessungsfall 2 (BHQ2) angegeben. Diese Fälle sind im Hinblick auf die Sicherheit

4.1 Flusssperren (Staustufen)

129

einer Stauanlage bei Hochwasser zu unterscheiden (vgl. DIN 19700 Teil 10 „Stauanlagen – Gemeinsame Festlegungen“). Hierbei dient der

– Hochwasserbemessungsfall 1 für die Bemessung der Hochwasserentlastungsanlage. Die Tragsicherheit, die Gebrauchstauglichkeit sowie die Dauerhaftigkeit der Stauanlage sind bis zum Bemessungshochwasserzufluss BHQ1 ohne Einschränkung sicherzustellen (n-1-Fall); – Hochwasserbemessungsfall 2 dient dem Nachweis der Stauanlagensicherheit bei Extremhochwasser. Der Bemessungshochwasserzufluss BHQ2 ist deutlich größer als BHQ1, besitzt jedoch eine geringere Auftretenswahrscheinlichkeit. Diesem Hochwasser muss die Stauanlage ohne globales Versagen standhalten. Die Tragsicherheit des Absperrbauwerkes (Wehr und Stauhaltungsdämme) darf auch bei diesem Zufluss nicht gefährdet sein. Im Gegensatz zu BHQ1 dürfen hier jedoch gegebenenfalls neben der Hochwasserentlastungsanlage auch Notentlastungen berücksichtigt werden (z. B. Kraftwerksdurchfluss, Schiffsschleusen, n-Fall).

Tabelle 4.1 Klassifizierung von Staustufen (nach DIN 19700 Teil 13) Klasse der Staustufe

Fallhöhe bei MQ

I

> 5,00 m

II

> 3,00 m bis ” 5,00 m

III

” 3,00 m

Tabelle 4.2 Jährliche Überschreitungswahrscheinlichkeiten für BHQ1 und BHQ2 (nach DIN 19700 Teil 13) Klasse der Staustufe

Jährliche Überschreitungswahrscheinlichkeit BHQ1 BHQ2 -2

I

10

II

2 10

III

5 10

(T = 100 a)

10

-3

(T = 1.000 a)

.

-2

(T = 50 a)

10

.

-2

(T = 20 a)

2 10

.

-2

(T = 100 a) -2

(T = 50 a)

130

4.1.3

4

Wehre

Gestaltung und hydraulische Durchbildung

Die Gestaltung einer Wehranlage richtet sich nach den örtlichen Gegebenheiten (Topographie und Untergrund) und nach den Aufgaben, welche das Wehr zu erfüllen hat. Baubetriebliche Aspekte und Fragen der statischen und dynamischen Beanspruchung sind ebenfalls zu berücksichtigen. Bei schwierigen Anströmungsverhältnissen empfiehlt sich eine numerische zweidimensionale (2d-) Berechnung zur Ermittlung der Leistungsfähigkeit bei Hochwasser. In Kombination mit der Optimierung der Energieumwandlung kann auch ein physikalischer Modellversuch wertvolle Hinweise für die Konstruktion geben. Der Modellversuch ermöglicht es, die Leistungsfähigkeit einzelner Wehrfelder bei unterschiedlichen Abflusssituationen zu ermitteln. Die Ergebnisse dieser Untersuchungen können Eingang in die Betriebsvorschriften finden (siehe hierzu Kapitel 11 „Hydraulische Modelle“). Gemeinsame Anforderungen an alle Wehrtypen

Wehre werden in drei Kategorien eingeteilt:

– feste Wehre (Abschnitt 4.2), – bewegliche Wehre (Abschnitt 4.3), – kombinierte Wehre (Abschnitt 4.4). Bei allen Bauformen dürfen an den Massivbauteilen keine unzulässigen Verformungen und Rissbildungen auftreten. Setzungen dürfen nur an vorgesehenen Fugen auftreten. Bei beweglichen Wehren könnte eine unzulässige Verformung den Einbau der Stahlverschlüsse erschweren oder gar verhindern. Teure Ersatzkonstruktionen wären die Folge. Die Wehröffnungen, Zwischenpfeiler und Trennpfeiler (zum Kraftwerk) sind strömungsgünstig auszubilden. Hierbei ist eine Behinderung der Strömung durch die Verschlüsse zu berücksichtigen. Bei Feststofftransport sind Wehrkrone, Tosbeckeneinbauten und die Endschwelle gegebenenfalls durch abriebsfesten Beton oder durch Stahlpanzerung zu schützen. Umläufigkeit und Unterläufigkeit

Die Standsicherheit einer Wehranlage wird maßgeblich davon beeinflusst, ob die Staustufe dicht ist. Umläufigkeiten sind durch Dichtungsvorkehrungen an den Stauhaltungsdämmen zu reduzieren. Um Unterläufigkeit zu vermeiden und damit die Tragsicherheit zu erhöhen, werden Wehranlagen – wenn technisch möglich und wirtschaftlich vertretbar – an den dichten Untergrund angeschlossen. Ist dieser zu weit entfernt, wird man einen Kompromiss wählen müssen zwischen Abdichtungswirkung und Wirtschaftlichkeit. Meist genügt eine Abdichtung bis in eine Tiefe, die etwa der Stauhöhe entspricht. Die Si-

4.1 Flusssperren (Staustufen)

131

cherheit gegen hydraulischen Grundbruch am Ende des Tosbeckens und die Auftriebssicherheit der Bauwerke muss gegeben sein. Die Anschlüsse der Massivbauwerke an die Dämme und Dichtungen sind sorgfältig zu planen und auszuführen, um Erosion und Suffosion zu vermeiden. 4.1.4

Anordnung der Bauwerke im Fluss

Kraftwerk, Wehr und Schleuse werden in der Regel nebeneinander quer zur Flussachse angeordnet. Bei der Lage der einzelnen Bauwerke ist ihre jeweilige Zweckbestimmung zu berücksichtigen. Das Wehrbauwerk dient neben der Regulierung des Wasserstandes im Staubecken vornehmlich der Hochwasserabfuhr. Es ist daher zwingend notwendig, das Wehr so zu positionieren, dass die Hochwasser möglichst ungestört – d. h. ohne größere Strömungsumlenkung – die geöffneten Wehrfelder passieren können (Abb. 4.3). Dies hat zur Folge, dass die Wehranlage im Bereich der Hauptströmung liegen soll. Ist der Fluss breit genug, so ist auch eine seitliche Anordnung möglich; allerdings liegt das Wehr auch dann im ursprünglichen Flussbett. Besteht eine Flusssperre aus Wehr und Kraftwerk, und ist die erforderliche Breite der Gesamtanlage größer als der ursprüngliche Fluss, so muss das Kraftwerk in einer neu geschaffenen Bucht untergebracht werden. Das Wehr verbleibt im Hauptstrom (Buchtenkraftwerk). Bei sehr breiten Flüssen kann ein Teil des Flussbettes mit Hilfe einer künstlichen Insel abgesperrt werden (Abb. 4.4). Die Möglichkeit der Absehnung (Abb. 4.5) ist heute aus ökologischen Gründen unerwünscht (Frage des Restwassers in der Ausleitungsstrecke). Die Wehranlage stellt das Hauptbauwerk einer Flusssperre dar. Das Wehr staut den Fluss auf und gibt den Fließquerschnitt bei Hochwasser wieder frei. Besteht das Sperrenbauwerk aus einem massiven Staukörper ohne bewegliche Teile, spricht man von einem festen Wehr. Wird der Aufstau überwiegend durch bewegliche Verschlussorgane erzeugt, handelt es sich um ein bewegliches Wehr. Eine Kombination aus einem festen Bauteil und beweglichen Verschlussteilen nennt man kombiniertes Wehr. Ein Absturz ist eine Sonderform des Wehres. Bei diesem Bauwerk ragt die Wehrkrone nur geringfügig – bis zu 15 % der Wassertiefe – über die Flusssohle. Abstürze erzeugen daher keinen Aufstau, sondern stützen lediglich die Flusssohle.

132

4

Wehre

Abb. 4.3 Staustufe Jochenstein / Donau in Österreich. Links im Bild das geschlossene Wehr, daneben das Kraftwerk und eine Doppelschleuse

Staubecken Schleuse

Kraft- Wehr werk

Beispiel: Abswinden-Asten (Donau) Abb. 4.4

Staubecken Schleuse künstliche Insel Kraftwerk

Wehr

Beispiel: Iffezheim (Rhein)

Beispiele für mögliche Anordnungen von Wehren an Staustufen

4.2 Feste Wehre

133

Staubecken Wehr

Absehnung

Schifffahrts- und Kraftwerkskanal

Kraftwerk Beispiel: Caderousse (Rhone) Schleuse Abb. 4.5

4.2

Mögliche Anordnung eines Wehres bei einer Absehnung

Feste Wehre

Feste Wehre sind die einfachste Möglichkeit, einen Fluss aufzustauen. Allerdings erlauben sie keine Abflussregelung; der Wasserstand kann nicht vorgegeben werden sondern stellt sich einzig aufgrund des jeweiligen Abflusses ein. Feste Wehre werden vorwiegend als Stützwehre zur Sohlstabilisierung und bei Hochwasserentlastungsanlagen von Talsperren verwendet. 4.2.1

Bestandteile eines festen Wehres

Die Bestandteile eines festen Wehres sind in Abb. 4.6 dargestellt. Oberhalb des massiven Staukörpers schützt der Vorboden aus großen Wasserbausteinen oder einer Betonplatte die Sohle vor Erosion.

134

4

Wehre

Nische für Revisionsverschluss

Überlaufkrone

ZH ZS

Wehrwange gezahnte Endschwelle Wehrrücken Vorboden Spundwand

Abb. 4.6

Wehrkörper

Kolkschutz Störkörper Endschwelle Tosbecken

Bestandteile eines festen Wehres (nach DIN 4048, Teil 1)

Grunddreieck Das Wehr selbst besteht aus einem massiven Staukörper, der allein durch sein Gewicht die Kräfte aus dem Wasserdruck in den Untergrund ableitet. Daraus ergibt sich ein einfaches Grundkonzept für die konstruktive Gestaltung des Wehrkörpers (s. Abb. 4.7). Die äußeren Umrisse des Wehres entsprechen größtenteils einem Grunddreieck, dessen Spitze in Höhe des Höchsten Stauziels ZH liegt. In dieses Grunddreieck wird ein hydrodynamisch günstig geformtes Überlaufprofil eingepasst. Handelt es sich um eine Betonkonstruktion, muss die Neigung des Grunddreiecks und damit des Wehrrückens in Abhängigkeit des Sohlenwasserdrucks etwa zwischen 0,75 < b : h < 0,85 liegen, damit die angreifenden Momente aus Wasserdruck und Sohlenwasserdruck durch die Gewichtskraft des Stützkörpers aufgenommen werden können. Eine konstruktive Fuge zwischen Wehrkörper und anschließendem Tosbecken bildet den fiktiven Drehpunkt beim Nachweis der Kippsicherheit des Bauwerks. Bei Geschiebe führenden Flüssen empfiehlt es sich, Wehrrücken und Tosbecken mit einer mindestens 15 cm dicken Schicht aus verschleißfestem Beton nach DIN 1045 zu versehen. Störkörper sollten in diesem Fall mit einem Stahlmantel vor Erosion, Abrasion und Kavitation geschützt werden.

4.2 Feste Wehre

Energielinie

135

ZH (Höchstes Stauziel)

hEü hü

Grunddreieck Überlaufkrone ( z. B. WES-Profil ) b h Staukörper Ausrundung

Fuge Abb. 4.7

Tosbeckenplatte

Das Grunddreieck eines Festen Wehres

Überlaufprofil Ein besonderes Augenmerk verdient das Überlaufprofil. Es ist so zu gestalten, dass Strahlablösungen (Minderung der Abflussleistung) und zu große Unterdrücke (Kavitationsgefahr) vermieden werden. Je strömungsgünstiger dieses Profil ausgebildet wird, umso leistungsfähiger ist das Wehr. Die Abflussleistung Q eines Wehres mit der Breite b bestimmt sich ohne Rückstaueinfluss zu

Q=

2 u2 3 2 ) ⋅ µ ⋅ b ⋅ 2 g ⋅(hü + 3 2g

(4.1)

Wenn die Fließgeschwindigkeit u im Oberwasser kleiner als etwa 1 m/s beträgt, kann die Geschwindigkeitshöhe u2/2g (≈ 5 cm) in der Regel vernachlässigt werden (Poleni-Formel). Der dimensionslose Überfallbeiwert µ ist von der Form der Überlaufkrone abhängig. Strömungsgünstig ausgerundete Profile erreichen µ -Beiwerte zwischen etwa 0,65 und 0,75 (z. B. WES-Profil, siehe unten). Nach dem Wehrrücken folgt das Tosbecken. Hier findet die Energieumwandlung des Abflusses statt. Um die Flusssohle hinter dem Tosbecken vor Erosion zu schützen bedarf es in der Regel einer Sohlbefestigung in Form eines Kolkschutzes (siehe Abschnitt 4.5.2).

136

4

Wehre

WES-Profil Der Formbeiwert µ in Gleichung 4.1 hängt hauptsächlich von der Kronenform ab und in geringem Maße auch von der Überfallhöhe. Grundsätzlich können Überlaufkronen von Wehren Formbeiwerte zwischen etwa µ = 0,5 (bei breitkronigen Wehren) und µ = 0,80 (bei dachförmigen Wehren) aufweisen. Empfehlenswert sind höhere Beiwerte zwischen 0,70 und 0,75. Dadurch lässt sich die erforderliche Wehrbreite deutlich reduzieren. Bei höheren Beiwerten entstehen infolge der gekrümmten Strombahnen auf dem Wehrrücken Unterdrücke und Ablösungen, die eine Materialzerstörung hervorrufen können. Ein hydraulisch günstiges Abflussprofil wurde vom American Corps of Engineers an der Waterways Experiment Station in Vicksburg, USA, entwickelt. Es trägt daher die Kurzbezeichnung WES-Profil. Die grundsätzliche Überlegung beim Entwurf des WES-Profils war die Tatsache, dass der Bemessungsabfluss nur selten auftritt, kleinere Abflüsse aber sehr häufig über das Wehr abgeführt werden. Das WES-Profil lässt daher beim Bemessungsabfluss geringe Unterdrücke zu und wird stattdessen für einen etwas geringeren Abfluss optimiert, mit einer Überströmungshöhe hd (d für design). Für diese Entwurfsüberströmungshöhe – und damit auch für kleinere Abflüsse – bleibt das Überlaufprofil somit stabil und der Abfluss löst sich nicht vom Profil [4.10]. Für hd empfiehlt Häusler [4.11] Werte von größer gleich 80 % der maximalen Überströmungshöhe hü (s. Abb. 4.8):

hd = (0,8 bis 1,0) ⋅ hü

(4.2)

Das WES-Profil folgt der mathematischen Beziehung

x1,85 = 2 ⋅ hd0,85 ⋅ y

(4.3)

Konstruktionshinweise

Zunächst wird das Grunddreieck gemäß Abb. 4.8 gezeichnet, wobei die Neigung nach statischen Gesichtspunkten gewählt wird. In diesem Beispiel ist α = 60°. Die WES-Kurve nach Gleichung 4.3 hat einen tangentialen Übergang zum Grunddreieck im Abstand yT von der Überlaufkrone. Damit lässt sich der Tangentenpunkt T konstruieren. Der Scheitelpunkt der Überlaufkrone liegt xT vom Tangentenpunkt entfernt. Daraus ergibt sich die Lage der y-Achse und des Kronenscheitels K. Für xT und yT gelten folgende Beziehungen:

xT = hd ⋅ 1,0961 ⋅ (tan α )1,1765

(4.4)

yT = hd ⋅ 0,5925 ⋅ (tan α )2,1765

(4.5)

4.2 Feste Wehre

137

Zwischen K und T lässt sich nun das WES-Profil mit Hilfe von Gleichung 4.3 im soeben konstruierten x-y-Koordinatensystem einpassen. Die Formgebung wasserseitig vom Kronenscheitel wird von zwei Kreissegmenten gebildet. Für die Radien und die Positionen der Mittelpunkte gelten folgende Formeln:

r1 = 0,5 ⋅ hd

und

r2 = 0, 2 ⋅ hd

(4.6)

a = 0, 282 ⋅ hd

und

b = 0,175 ⋅ hd

(4.7)

Mit diesen Angaben lässt sich das WES-Profil vollständig konstruieren. Es sei darauf hingewiesen, dass je nach Wahl von hd und der Neigung des Grunddreiecks sich wasserseitig sehr unterschiedliche, teils unbefriedigende Formen ergeben können. Hierbei ist zu beachten, dass brauchbare Profile nur dann vorliegen, wenn sie über das Grunddreieck hinaus zur Wasserseite hin auskragen, wie in Abb. 4.8. Weitere Hinweise finden sich in [4.11].

Höchstes Stauziel

α Grunddreieck

TangentenBerührungspunkt Abb. 4.8

4.2.2

Das WES-Profil für Überlaufkronen

Sonderformen der festen Wehre

Heberwehre haben keine beweglichen Verschlussteile und zählen deshalb zu den festen Wehren. Das hydraulische Prinzip eines Heberwehres ist in Abb. 4.9 dargestellt. Bei Erreichen eines Wasserstandes knapp über der innen lie-

138

4

Wehre

genden Wehrschwelle des Staukörpers (in der Regel bei Übersteigen des Stauzieles ZS), springt der Heber an. Nur kurzzeitig herrscht jetzt freier Überfall. Schon bei leicht steigendem Abfluss lenkt die Anspringnase den Wasserstrahl an die Heberdecke, wodurch der Heberschlauch schnell evakuiert wird. Hierdurch kommt es zu einem raschen Übergang vom Freispiegel- zum Druckabfluss und der Heber erreicht unmittelbar eine hohe Abflussleistung. Der Abfluss nimmt auch bei weiter steigendem Wasserstand kaum zu, da jetzt die Gesetze des Druckabflusses zugrunde liegen. Nimmt der Zufluss in die Stauhaltung wieder ab und fällt der Wasserstand unter die Einlaufkante der Heberhaube an der Einlauflippe, reißt der Wasserstrom infolge der eingesaugten Luft abrupt ab. Sonderkonstruktionen mit bedienbaren Belüftungsvorrichtungen erlauben eine frühere Unterbrechung des Abflusses, indem manuell Luft in den Heberschlauch gelassen wird und dadurch der Abfluss abrupt abreißt.

Abb. 4.9

Heberwehr mit spezieller Abflusscharakteristik

Aufgrund der geschilderten Abflusscharakteristik ist das Heberwehr nur eingeschränkt steuerbar und auch nicht überlastbar. Es bietet damit keine Reserven für extreme Hochwasserereignisse. Dennoch wurden Heberwehre früher vielfach als Hochwasserentlastungsanlagen bei Talsperren verwendet, weil sie eine hohe spezifische Abflussleistung aufweisen.

4.3 Bewegliche Wehre

4.3

139

Bewegliche Wehre

Bewegliche Wehre sind Stauvorrichtungen, bei denen der Aufstau nicht durch einen festen Baukörper (wie bei den festen Wehren, Abschnitt 4.2), sondern durch bewegliche Verschlüsse bewirkt wird. Der Oberwasserspiegel ist auf diese Weise sehr genau durch die jeweilige Stellung dieser Wehrverschlüsse zu steuern. Die Randbedingungen Bemessungshochwasserabfluss, Eis und Geschiebe, Untergrundverhältnisse und optische Erscheinung bestimmen die Art der Verschlüsse, die Anzahl der Wehrfelder und deren lichte Weite sowie die Stauhöhe. Daneben spielen Aspekte der Betriebssicherheit und der Wirtschaftlichkeit eine ebenso wichtige Rolle. Wenn möglich, wird man Wehrverschlüsse wählen, die sich mit geringer Antriebskraft oder allein durch Wasserdruck bewegen lassen. Bei der Formgebung ist zu beachten, dass keine gefährlichen Schwingungen und Unterdrücke an den Verschlüssen und am Bauwerk entstehen. Ebenso ist Kavitation zu verhindern, welche die Lebensdauer der Anlage verkürzen würde. In der Regel können diese störenden Einflüsse auf den praktischen Betrieb mit Hilfe eines wasserbaulichen Modellversuchs vermieden werden. Die Bewegung der Verschlüsse kann mechanisch, hydraulisch, elektrisch oder selbsttätig durch das Wasser erfolgen. Bei Ausfall der primären Antriebsquelle müssen die Wehrverschlüsse weiterhin bedienbar bleiben (Öffnen und Schließen). Daher ist eine zweite Energiequelle (Notaggregat) vorzuhalten oder muss in ausreichend kurzer Zeit verfügbar sein. In der Praxis besitzen elektromechanische und ölhydraulische Antriebe zusätzlich einen Handantrieb. Bei großen Wehrverschlüssen sollte dieser Handantrieb durch einen unabhängigen Hilfsmotor bedient werden können. Die Berechnung und die bauliche Durchbildung der Wehrverschlüsse und deren Antriebe erfolgt nach DIN 19704 - 1 und - 2 sowie nach DVWK-Merkblatt 249 „Betrieb von Verschlüssen im Stahlwasserbau“ [4.7]. Häufig findet man bei beweglichen Wehren einen kleinen Wehrhöcker (siehe Abb. 4.10), auf dem die Verschlusselemente aufsitzen. Sind diese Betonteile kleiner als etwa 15 % der Oberwassertiefe, wird die Anlage noch den beweglichen Wehren zugeordnet. Erst bei einem höheren Anteil am Aufstau handelt es sich um einen festen Staukörper und man ordnet die Anlage den kombinierten Wehren zu (siehe Abschnitt 4.3.5).

140

4

Wehre

10

9

ZS

7 6

3

12

10

14 Unterwasser

8 5 13

2

16

4

11

16

15

3 (1) Wehrkörper

(7) Wehrverschluss

(13) Strahlteiler

(2) Vorboden

(8) Stauwand

(14) gezahnte Endschwelle

(3) Einlaufboden

(9) Aufsatzklappe

(15) Kolkschutz / Nachboden

(4) Wehrschwelle

(10) Revisionsverschluss

(16) Sporn

(5) Wehrhöcker

(11) Tosbecken

(6) Wehrpfeiler

(12) Störkörper

Abb. 4.10 Bestandteile eines beweglichen Wehres

4.3.1

Steuerung der beweglichen Wehre

Im Gegensatz zu festen Wehren, bei denen sich der Oberwasserspiegel abhängig vom Zufluss variabel einstellt, kann bei einem beweglichen Wehr ein konstantes Stauziel im Oberwasser gehalten werden. Die Verschlüsse des Wehres sind so zu steuern, dass alle Wehrfelder gleichmäßig beaufschlagt werden. Dadurch werden die günstigsten Strömungsbedingungen erreicht. Insbesondere bei Stauhaltungen an schiffbaren Flüssen dürfen keine gefährlichen Schwallwellen (Brückendurchfahrten!) und Sunkerscheinungen (minimale Flottwassertiefe) auftreten. Wird ein vorhandenes Wasserkraftwerk vom Netz genommen, muss der Turbinendurchfluss durch das Wehr geleitet werden. Hierbei zwangsläufig in kurzer Zeit entstehende Schwall- und Sunkwellen sind in den Stauräumen schadlos auszugleichen.

4.3 Bewegliche Wehre

141

Abb. 4.11 Klappenwehr Vilsbiburg / Vils mit seitlichem Schleifblech und Strahlaufreißern oben

(n-1)-Bedingung Bei Hochwasser müssen die Verschlüsse sicher geöffnet und der ursprüngliche Flussquerschnitt freigegeben werden können. DIN 19700 Teil 13 schreibt hier die Einhaltung der sogenannten (n-1)-Bedingung vor. Diese Vorschrift verlangt, dass Wehre mit beweglichen Verschlüssen so zu dimensionieren sind, dass der Bemessungshochwasserzufluss BHQ1 auch bei Ausfall eines Wehrfeldes schadlos und ohne Überschreitung des für diesen Fall festgesetzten Wasserspiegels abgeführt werden kann. Bei unterschiedlichen Wehrfeldern muss jenes mit der größten Abflussleistung als nicht zu öffnen unterstellt werden. Bei Wehrfeldern mit mehreren Verschlüssen übereinander (z. B. Staubalkenwehre, siehe Abschnitt 4.4.1) genügt es, die leistungsfähigste Öffnung als geschlossen anzusetzen, jedoch nur, wenn im Revisions- oder Reparaturfall

142

4

Wehre

betrieblich auch tatsächlich nur eine Öffnung und nicht ein ganzes Wehrfeld abgesperrt werden kann. Die (n-1)-Bedingung muss somit sowohl die Möglichkeit des Ausfalls eines Verschlusses durch Reparatur- und Wartungsarbeiten als auch das unvorhergesehene Blockieren des Verschlusses oder Versagen der Antriebsaggregate abdecken. Zusätzlich ist noch folgendes zu beachten:

– Revisionsarbeiten sollten nach Möglichkeit nur in Niedrig- oder Mittelwasserzeiten durchgeführt werden; – Durch Wahl bewährter Verschlusssysteme wie Klappe, Segmentverschluss oder Schütz ist das Öffnungsrisiko zu minimieren; – Wehrverschlüsse, die sich alleine aus dem Wasserdruck (z. B. Stauklappen) oder mit nur geringer Antriebskraft (z. B. Sektoren und Segmentverschlüsse) öffnen lassen, sind zu bevorzugen; – Erfolgt ein Teil der Hochwasserabfuhr über seitliche Umläufe, die als feste Wehre konzipiert sind (Streichwehre), ist die (n-1)-Bedingung nur auf den verbleibenden Abfluss anzuwenden; – Der Turbinendurchfluss einer Wasserkraftanlage darf bei der (n-1)-Bedingung nicht angesetzt werden; – Schiffsschleusen dürfen berücksichtigt werden, wenn die Schleusentore für diesen Betriebsfall eingerichtet und bemessen werden. Bei schwierigen Randbedingungen wie z. B. Schräganströmung oder Einstau vom Unterwasser verändert sich die Leistungsfähigkeit der einzelnen Wehrfelder, auch wenn diese gleiche Breite aufweisen. Dies ist bei der (n-1)Betrachtung zu berücksichtigen und zu bewerten. Das Tosbecken ist so zu bemessen, dass auch im (n-1)-Fall in allen Betriebsfällen die Energieumwandlung im Tosbecken stattfindet. Meist sind hierfür Einbauten im Tosbecken notwendig, z. B. Strahlteiler oder Störkörper. Ausführliche Betrachtungen zur (n-1)-Regel sind im DVWK-Merkblatt 216 „Betrachtungen zur (n-1)-Bedingung an Wehren“ enthalten [4.6]. Darin sind auch Vorgehensweisen genannt, wenn bei bestehenden Wehranlagen ein Nachweis nach (n-1) nicht geführt werden kann (n-a-Bedingung). Ausnahmen von der (n-1)-Bedingung Bei kleinen, einfeldrigen Wehranlagen darf auf die Einhaltung der (n-1)Bedingung u. U. verzichtet werden. Voraussetzung hierfür ist, dass bei einem blockierten Verschluss der Anstieg des Oberwasserspiegels und die daraus resultierenden Auswirkungen hingenommen werden können. Die Tragsicherheit

4.3 Bewegliche Wehre

143

des Bauwerks darf auch bei diesem erhöhten Wasserstand nicht gefährdet sein. Durch eine Redundanz der Antriebe, durch verstärkte Wartung und durch Rufbereitschaft von schwerem Hebegerät kann das Risiko der Überströmung der Wehranlage weiter reduziert werden. Für den Bemessungshochwasserzufluss BHQ2 ist die (n-1)-Bedingung nicht anzuwenden. Hier dürfen alle Wehrfelder zur Abfuhr des Hochwassers berücksichtigt werden. Es darf auch der Durchfluss durch ein vorhandenes Kraftwerk und eine Schiffsschleuse als abflusswirksam angesetzt werden. 4.3.2

Einteilung der beweglichen Wehre

Am zweckmäßigsten unterteilt man bewegliche Wehre anhand ihrer Verschlüsse. Grundsätzlich unterscheiden sich diese durch die Bewegung beim Öffnen und Schließen und durch die Art, wie der Abfluss freigegeben wird. Verschlüsse werden entweder durch Heben und Senken oder durch eine Drehbewegung des Verschlussorgans verstellt und dadurch über- oder unterströmt. Durch Kombinationen von unterschiedlichen Verschlusstypen ist gleichzeitig eine Über- und Unterströmung möglich. Bei der Wahl der Verschlüsse ist besonders auf eine gute Abfuhr von Eis, Geschiebe, Treibholz und Geschwemmsel* zu achten. Eine Einteilung verschiedener Verschlusstypen aus Stahl zeigt Abb. 4.12. Daneben setzen sich zunehmend preisgünstige Gummigewebeschläuche mit Luft- oder Wasserfüllung durch (Schlauchwehre, siehe Abschnitt 4.3.5).

*

Geschwemmsel, auch Schwemmgut genannt, ist natürliches Treibgut aus Pflanzenresten (vorwiegend Holz und Laub) und ggf. Verunreinigungen (Plastiktüten etc.) im Wasser. Der jährliche Eintrag in ein von Laubwald begleitetes Gewässer hängt stark von der Gewässerbreite und der Pflanzenstruktur ab. Hohe Einträge finden insbesondere während der anlaufenden Welle eines Hochwassers statt. Geschwemmsel kann in Fließgewässern umfangreiche Barrieren bilden. Geschwemmsel, das in den Rechen von Wasser entnehmenden Betrieben (z. B. Kraftwerken) anfällt muss laut Kreislaufwirtschafts- und Abfallgesetz vom Betrieb sortiert und wie Abfall entsorgt werden.

144

4

Wehre

Staubalkenwehr mit Klappe und Drucksegment

Hakendoppelschütz

Drucksegment mit Aufsatzklappe

Zugsegment mit Aufsatzklappe

Klappenwehr

Sektorwehr

Abb. 4.12 Einteilung wichtiger Verschlüsse bezüglich ihrer Bewegung und der Art der Abflussfreigabe (Staubalkenwehr siehe Abschnitt 4.4.1)

4.3.3

Hubverschlüsse

Im einfachsten Fall werden Verschlüsse vertikal angehoben, um ein Wehrfeld für den Abfluss freizugeben. Mit Hilfe von Ketten oder Hydraulikzylindern können die Stahlteile gehoben und wieder abgesenkt werden. In der Regel werden die Verschlüsse in Pfeilernischen geführt, wo sie die Wasserdruckkräfte in die Pfeiler abgeben. Dammbalkenwehr Das Dammbalkenwehr besteht aus einzelnen Balken, welche horizontal übereinander in seitlich in den Pfeilern eingelassene Dammbalkennuten eingeführt werden. Sie geben dort die Wasserdruckkräfte an die Pfeiler ab. Die Abdichtung zwischen den Balken wird mittels längs der Berührungsflächen eingelassener oder aufgeschraubter Gummileisten gewährleistet. Da das Bedienen dieses Verschlusses sehr umständlich und zeitraubend ist, wird er heute nur noch bei kleinen Wehranlagen an Bächen und als temporärer Revisionsverschluss verwendet. Häufig werden hierzu größere Dammtafeln eingesetzt. Mit Hilfe eines Portal- oder Autokranes lassen sich die Elemente oberwasser- und unterwasserseitig eines Wehrverschlusses einführen und ermöglichen so die Inspektion des Wehrkörpers und der Wehrverschlüsse.

4.3 Bewegliche Wehre

145

Nadelwehr Der Verschluss wird durch dicht nebeneinander stehende Bohlen, stählerne Rohre oder Spundbohlen gebildet. Die so entstehende Staufläche wird leicht geneigt an eine Brücke oder einen Steg angelehnt. Eine Aussparung am Wehrboden (Schloss) sorgt für die Arretierung der einzelnen Nadeln am Fußpunkt. Zum Regulieren werden einzelne Nadeln entfernt. Umständliche Bedienung und Wasserdurchlässigkeit sind die Gründe, warum auch dieser Verschluss praktisch nur mehr für Revisionszwecke eingesetzt wird. Schützenwehr Die früher weit verbreiteten Hubschützen finden heute im Bereich der Flusssperren kaum mehr Verwendung, nur noch gelegentlich bei kleineren untergeordneten Anlagen oder aus Gründen des Denkmalschutzes (Abb. 4.13). Dies liegt an der hydraulisch ungünstigen Energieumwandlung infolge fehlender Möglichkeit der gleichzeitigen Über- und Unterströmung. Die aus dem Wasserdruck resultierenden Reibungskräfte in den Auflagernischen bedingen große Hubkräfte und stellen damit im Vergleich zum Drehverschluss ein erhöhtes Öffnungsrisiko dar. In den Pfeilern sind vor allem bei Rollschützen große Nischen für das Auflager notwendig, was statisch und hydrodynamisch ungünstig ist. Bei großen Kräften aus Wasserdruck empfiehlt sich die Verwendung von Rollschützen statt Gleitschützen, da die Rollreibung nur 10 % der Gleitreibung beträgt ( µ gleit = 0,3; µ roll = 0,03). Bei kleinen Verschlussflächen stellen die Hubkräfte in der Regel kein Problem dar. Daher werden Schützen auch als Absperrorgane bei Grundablässen von Talsperren eingesetzt. Das Regelorgan sollte dabei als Rollschütz geplant werden. Für Revisionsverschlüsse sind wegen des vorhandenen Druckausgleichs auch Gleitschützen verwendbar, da hier keine großen Hubkräfte aus Wasserdruck vorhanden sind. Schütz mit Aufsatzklappe Durch Aufsatzklappen kann die Sicherheit und die Wirtschaftlichkeit von Hubschützen wesentlich verbessert werden (Abb. 4.14). Darüber hinaus wird die Energieumwandlung positiv beeinflusst. Diese kombinierten Verschlüsse werden bei Stauhöhen bis ca. 10 m und lichten Weiten zwischen 20 und 30 m eingesetzt. Die Klappenhöhe beträgt dabei, je nach Anlagengröße, üblicherweise zwischen 1,0 m und 3,5 m.

146

4

Wehre

A

B

H ub- / Hub/ SenkvorrichS enkvorrichtung tung oder Mobilkran bzw . M obilkran S etzen / Z ie hen

S etzen / Z iehen

HHolzbalken olzbalken

C

U-Profil U -P rofil

U -P rofil

U-Profil

C

C

B

Schnitt A-A S chnitt A-A

Stahlbeton S tahlbeton

C

A

AAuflager uflager

HHolzbalken olzbalken S chnitt C -C

Schnitt B -BB-B Schnitt C - C S chnitt

Abb. 4.13 Hubschütz aus Holzbalkentafeln

Oberwasser Aufsatzklappe Schütz

Vorboden

Spundwand

Unterwasser

Tosbecken

Kolkschutz

Abb. 4.14 Schütz mit Aufsatzklappe

Hakendoppelschütz Bei diesem Wehrverschluss handelt es sich um eine Kombination von zwei Hubschützen (vgl. Abb. 4.12). Er wird bei Stauhöhen von 8 - 16 m und lichten Weiten bis 40 m eingesetzt. Kleinere Abflüsse werden durch ein Absenken der Oberschütze abgeführt; ist unterwasserseitig ein ausreichend großes Wasserpolster vorhanden, kann die Unterschütze angehoben und schließlich der zusammengefahrene Verschluss ganz aus dem Wasser herausgehoben werden.

4.3 Bewegliche Wehre

147

Neben den großen Hubkräften sind die benötigten vier Antriebe und der erhöhte Verschleiß der Dichtungen wesentliche Nachteile. Daneben kommt es leicht zu Spritzstrahlen, die im Winter oftmals vereisen und den Antrieb blockieren können. Außerdem erfordern diese Verschlüsse wegen der großen Hubhöhen und tiefen Nischen breite und hohe Pfeiler, die im Landschaftsbild eines Flusstales heute als störend empfunden werden. 4.3.4

Drehverschlüsse

Segmentwehr Bei einem Segmentwehr besteht der Staukörper aus einer geraden oder kreiszylindrischen Blechhaut mit entsprechenden Aussteifungen. Durch Drehen um eine feste horizontale Achse wird er aus dem Wasser gehoben. Der Staukörper wird meist so gestaltet, dass die resultierende Wasserdruckkraft durch das Gelenk geht oder mit einer kleinen Exzentrizität am Gelenk vorbeigeht (um das Eigengewicht beim Öffnen zu kompensieren) und somit nur geringe Hubkräfte notwendig sind (Abb. 4.15). Segmente sind daher ideale Verschlusskörper für Wehranlagen mit hohem Wasserdruck bzw. großer Stauhöhe. Die Vorteile beim Segmentwehr sind neben den geringen Hubkräften die schmalen Pfeiler, da keine Nischen benötigt werden. Weil genügend Platz für das Herausdrehen des Verschlusses vorgesehen werden muss, bereitet allerdings die Positionierung von Wehrbrücken manchmal Schwierigkeiten. Beim alleinigen Einsatz von Segmenten findet eine schlechte Energieumwandlung statt, da der Verschluss nur unterströmt wird. Durch die Kombination mit überströmbaren Aufsatzklappen wird dieser Nachteil aufgehoben. Gleichzeitig erleichtert die Klappe auch die Feinregulierung des Abflusses und damit die Einhaltung des Stauzieles. Drucksegment Beim Drucksegment liegen die Segmentarme und Lager auf der Unterwasserseite, werden also auf Druck beansprucht. Die Blechhaut des Verschlusses ist kreiszylindrisch geformt. Ein Nachteil beim Drucksegment ist, dass die Segmentarme auf Druck und die Wehrpfeiler im Bereich der Krafteintragung auf Zug beansprucht werden. Dies bedingt eine zusätzliche Pfeilerbewehrung hinter dem Drehgelenk zur Rückverankerung der aufzunehmenden Kräfte. Wegen der Konzentration des Wasserdruckes auf nur zwei Lagerpunkte ist die Breite der Wehrfelder (in Abhängigkeit von der Stauhöhe) auf maximal etwa 25 m begrenzt. Ein besonderer Vorteil des Drucksegmentes ist die leichte Zugänglichkeit des Verschlusses und der Antriebe für Revisionszwecke.

148

4

Wehre

Abb. 4.15 Kräfte am Drucksegment (hier mit Aufsatzklappe)

An der 2005 fertiggestellten neuen Hochwasserentlastungsanlage der Lechstufe 1 Roßhaupten sieht man deutlich die Schleifbleche aus Edelstahl, an denen das Drucksegment beim Öffnen und Schließen entlang gleiten wird (Abb. 4.16). Die Drucksegmenttafeln sind bei der Montage um wenige Zentimeter schmäler als die lichte Öffnung eines Wehrfeldes. Das erleichtert den Einhub der tonnenschweren Stahlkonstruktion. Nach der Befestigung der Segmenttafeln an den Druckarmen werden an den Rändern der Stahlbleche Gummiprofile angeschraubt. Diese schleifen beim Öffnen und Schließen an den im Beton eingelassenen Edelstahlblechen. Für ausreichende Dichtigkeit der Konstruktion sorgt der Wasserdruck selbst, der die Gummidichtung eng an die Schleifbleche drückt. Ebenfalls mit Edelstahl werden heute die Nischen für den Revisionsverschluss ausgekleidet. Dies reduziert spätere Wartungsarbeiten und garantiert ein problemloses Setzen der Dammbalken. In Abb. 4.16 sind die beiden Druckarme des linken Feldes bereits eingebaut. Diese leiten später die Kräfte aus dem Wasserdruck in die Konsole am Ende des Mittelpfeilers ein. Der Antrieb der beiden Drucksegmente erfolgt bei dieser Anlage mit Hilfe von Hydraulikzylindern jeweils einseitig vom Mittelpfeiler aus (Abb. 4.17).

4.3 Bewegliche Wehre

149

Abb. 4.16 Neubau der Hochwasserentlastungsanlage in Roßhaupten / Lech mit kreisförmigen Schleifblechen aus Edelstahl für das Drucksegment und Revisionsverschlussnischen für die Dammbalken

Abb. 4.17 Fertig montierte Antriebszylinder am Mittelpfeiler (linkes Bild) und Einheben der unteren Hälfte des Drucksegmentes (rechtes Bild)

Bei der Wehranlage Annabrück an der Drau in Kärnten erfolgt der Antrieb des Drucksegmentes auf beiden Seiten des Verschlussorgans mit Hilfe von Hyd-

150

4

Wehre

raulikzylindern. Die Aufsatzklappe wird mittig mit einem Hydraulikzylinder gelegt und gestellt (Abb. 4.18).

Abb. 4.18 Ölhydraulische Antriebe von Drucksegment und Ausatzklappe am Wehr Annabrück / Drau in Kärnten

Zugsegment Bei Zugsegmenten liegen die Segmentarme und das Lager auf der Oberwasserseite (Abb. 4.19). Der Verschlusskörper wird aus einer ebenen Stauwand hergestellt. Als Vorteil ist die optimale Ausnutzung der Baustoffe zu nennen: die Segmentarme erhalten Zug, die Krafteinleitung in den Beton erfolgt auf Druck im oberstromigen Pfeilerbereich. Die Lager liegen unter dem Wasserspiegel und können nicht wie bei Drucksegmenten infolge Spritzwasser vereisen. Auch sind bei zusätzlichen Aufsatzklappen, anders als bei Drucksegmenten, keine konstruktiven Schutzmaßnahmen für die Segmentarme gegen den Überfallstrahl notwendig. Ein Nachteil ist die notwendige Reduzierung der Überfallbreite durch Leitbleche zum Schutz der Antriebe, da diese unmittelbar in der Strömung liegen würden. Wegen der Probleme bei den Zuleitungen zu den Hydraulikarmen wird der Antrieb mitunter auf der Unterwasserseite des Verschlusses angeordnet (Abb. 4.19). Die Kraftübertragung ist dann jedoch nur möglich, wenn der Pfeiler hinter dem Zugsegment ausreichend hoch ausgeführt wird und die Lagerpunkte der Zylinder damit höher positioniert werden können. Nur dann

4.3 Bewegliche Wehre

151

kann ein Zugsegment weit genug angehoben werden. Zum Bewegen der Verschlüsse werden elektromechanische (Ketten) oder hydraulische Antriebe (Zylinder) verwendet.

Abb. 4.19 Beispiel für ein Wehr mit Zugsegment und Aufsatzklappe

Fazit Drucksegment contra Zugsegment

Da der Materialpreis heute nur noch eine untergeordnete Rolle spielt und das Drucksegment sowohl beim Antrieb als auch bei Wartungsarbeiten viele Vorteile gegenüber dem Zugsegment aufweist, werden heute fast ausschließlich Drucksegmente gebaut [4.2]. Konstruktive Empfehlungen für Segmentverschlüsse

Die Länge RS der Arme von Zug- und Drucksegmenten sollte etwa das ein- bis 1,3-fache der Verschlusshöhe h (einschließlich der Höhe der Aufsatzklappe) betragen (s. Abb. 4.20). Der Radius RK der Aufsatzklappe liegt erfahrungsgemäß zwischen 1,7 und 2,8-mal seiner eigenen Verschlusshöhe hK. Aus strömungstechnischen Gründen ist die Stauwand beim Drucksegment kreisförmig, beim Zugsegment gerade. Der Aufsetzpunkt auf dem Wehrhöcker befindet sich rund 5 cm unterhalb der Krone des Höckers um der Strömung die Richtungsänderung nach unten zu erleichtern. Damit erfolgt eine bessere Anströmung des Wehrrückens. Als Anhaltsgröße für das Gewicht eines Segmentverschlusses kann man etwa 3 bis 5 kN/m2 Staufläche ansetzen.

152

4

Wehre

Abb. 4.20 Regelgeometrie von Druck- und Zugsegment

Die Neigung des Wehrrückens sollte beim Drucksegment nicht steiler als b : h = 2 : 1 und beim Zugsegment möglichst flacher als b : h = 1 : 1 gewählt werden, damit sich die Strömung an die Kontur des Wehrrückens gut anlegt. Da beim Zugsegment die Wehrschwelle steiler ausgeführt werden kann, ist die Längenentwicklung der Wehranlage kürzer als bei einem Drucksegment. Dies hat positive Auswirkungen auf die Gesamtlänge des Wehrbauwerkes. Bei einem Segmentwehr bringen zusätzliche Klappen den Vorteil, dass dieser Wehrtyp sowohl über- als auch unterströmt werden kann. Dies ermöglicht eine bessere Energieumwandlung und gestattet die Feinregulierung der Abflüsse. Generell werden daher bei steigenden Abflüssen immer erst die Klappen vollständig gelegt, bevor mit dem Heben der Segmente begonnen wird. Bei Drucksegmenten mit Aufsatzklappe müssen die Segmentarme vor dem Überfallstrahl geschützt werden. Dies kann z. B. durch Leitbleche auf den Stauklappen erfolgen. Bei Zugsegmenten mit Aufsatzklappen ist dieser zusätzliche Schutz nicht notwendig, jedoch müssen bei Kettenantrieb kleine Abweisbleche auf den Klappen zum Schutz der Ketten angebracht werden. Klappenwehr Klappenwehre sind Drehverschlüsse, die mehrfach an einer Wehrschwelle oder auf beweglichen Verschlüssen gelagert sind (Abb. 4.22). Die Pfeiler können relativ schmal gehalten werden, da Klappen keine Nischen beanspruchen. Ein einseitiger Antrieb über ein Torsionsrohr ist ebenso unproblematisch wie ein seitlicher Antrieb mittels Hydraulikzylinder oder ein Antrieb von unten, der dann meist mittig liegt (vgl. Abb. 4.18). Der Wasserabfluss ist sehr gut regelbar, weil es sich um einen Überfall handelt und sich der Abfluss damit nach der Charakteristik des Freispiegelabflusses bestimmt. Aus diesem Grund ist

4.3 Bewegliche Wehre

153

eine Feinregulierung des Stauziels am besten mit Hilfe von Klappen durchzuführen. Die Funktionstüchtigkeit im Hochwasserfall ist auch beim Ausfall der Antriebsorgane gewährleistet, weil der Wasserdruck das Öffnen unterstützt. Eis und Geschiebe können gut abgeführt werden. Bei stark Geschiebe führenden Gewässern ist allerdings eine erhöhte Verschleißwirkung am Verschlussrücken und an der Horizontaldichtung zu berücksichtigen. Klappen sind sehr gut einsetzbar, wenn das Unterwasser stets, d. h. auch beim Bemessungshochwasserabfluss unter dem Klappenscharnier bleibt. Steigt das Unterwasser über den Klappendrehpunkt an, wirken durch den Einstau der Belüftungsöffnungen pulsierende dynamische Kräfte auf die Klappenunterseite. Lässt sich bei ungünstiger Unterwasserabflusskurve ein Einstau der Klappe von Unterwasser nicht vermeiden, so empfiehlt sich ein Ausbetonieren der Hohlkörper der Klappe, um ihre stabile Lage unter Wasser sicherzustellen. Die Antriebskräfte müssen dann entsprechend groß dimensioniert werden. Zum Aufrichten der Klappen muss die Antriebskraft den gesamten Wasserdruck überwinden. Zu beachten ist, dass die größten Momente und damit die größten Antriebskräfte aufgrund der maximalen Wasserauflast nicht etwa in Staustellung auftreten, sondern im Bereich der etwa halb gelegten Klappe. Die Abflusscharakteristik einer Klappe zeigt Abb. 4.21. Werden Klappen einseitig angetrieben, können sie bei Stauhöhen von bis zu 6 m mit Lichtweiten bis 20 m und bei Stauhöhen kleiner als 2 m sogar bis zu 40 m eingesetzt werden. In Verbindung mit anderen Wehrverschlüssen (Hubschützen, Segmenten, Staubalken) lassen sich Klappen auch bei größeren Stauhöhen einsetzten.

154

4

Wehre

Kurve der Klappenspitze

OW1 = const. OW2 = const.

OW1

Abfluss Q abhängig von Klappenstellung α und vom Oberwasserstand variabler µ-Beiwert

OW2

Q [m3/s]

0,5 0,6 0,7

µ

Abb. 4.21 Abflusscharakteristik einer Klappe, nach [4.11]

Stauziel ZS

Hydraulikantrieb Stauklappe Belüftung

Vorboden Spundwand

Wehrwange UW

Kolkschutz

Tosbecken

Abb. 4.22 Klappenwehr im Längsschnitt mit Hydraulikantrieb von oben

Konstruktionshinweise

Klappen werden nicht senkrecht eingebaut. Die Neigung der Klappe in Staustellung sollte etwa 60° bis 70° gegenüber der Horizontalen betragen. Der Weg und damit die Zeit bis zum Beginn der Freigabe des Abflusses beim Legen der Klappe werden dadurch verkürzt. Zusätzlich sind evtl. unter der Klappe angebrachte Antriebsorgane besser geschützt (z. B. bei Antrieb mit Hilfe von Hydraulik-Zylindern, wie bei Abb. 4.18).

4.3 Bewegliche Wehre

155

Der Klappenrücken ist so zu formen, dass Strahlablösungen und größere Unterdrücke beim Überfall vermieden werden. Der Klappenradius ist daher in Abhängigkeit von der Verschlusshöhe zu wählen und sollte etwa das 1,7 bis 2,8-fache der Verschlusshöhe betragen. Der Raum zwischen Verschluss und Überfallstrahl muss ausreichend belüftet sein, um Schwingungen infolge Unterdruck zu vermeiden. Dies lässt sich durch Strahlaufreißer erreichen, die allerdings nur bei kleinen Überströmungshöhen wirkungsvoll sind (Abb. 4.23 und Abb. 4.24).

Abb. 4.23 Strahlaufreißer

156

4

Wehre

Abb. 4.24 Beispiel für eine Fischbauchklappe mit seitlich angeordnetem ölhydraulischem Antrieb

Bei höheren Abflüssen und damit größeren Überfallhöhen sorgen Belüftungskanäle, die in den Pfeilern bzw. Wehrwangen liegen, für eine ausreichende Belüftung des Raumes zwischen Klappe, Wehrkörper und Unterwasserpolster. Diese Belüftungsöffnungen müssen unter dem Drehpunkt der Stauklappe ausmünden, um auch bei vollständig gelegter Klappe funktionstüchtig zu sein. Sie sollten auch bei Hochwasserabfluss nicht vom Unterwasser eingestaut sein. Falls dies unvermeidlich ist, kann die Belüftung durch zurückspringende Pfeiler sichergestellt werden. Die Belüftungsquerschnitte sind ausreichend groß zu dimensionieren. Bereits Unterdrücke von 1 bis 2 cm Wassersäule können den Überfallstrahl zu Schwingungen anregen und damit die Antriebsorgane unnötig dynamisch belasten. Eine überschlägige Berechnung des mindestens erforderlichen Belüftungsquerschnittes AL erfolgt nach Gleichung 4.8. Hier ist BF die Überfall- bzw. Wehrfeldbreite und z der Höhenunterschied zwischen Oberkante Klappe und Unterwasserspiegel.

AL ≈ 0,015 ⋅ BF ⋅ z [m2]

(4.8)

Da sowohl die Klappenstellung, als auch der Unterwasserstand während eines Überfalles – z. B. bei Hochwasserdurchgang – variieren, muss der maximal mögliche Wert für den erforderlichen Belüftungsquerschnitt ermittelt und angesetzt werden. Beim Antrieb der Klappe über ein Torsionsrohr wird dieses in das Innere der Wehrpfeiler geführt, wo sich die Antriebskammer befindet. Auf

4.3 Bewegliche Wehre

157

ausreichende Breite der Pfeiler ist in diesem Fall zu achten. Auch ein Antrieb von unten aus dem Wehrrücken heraus mit Hilfe von Druckzylindern ist möglich, wenn im Wehrkörper genügend Raum vorhanden ist. Sektorwehr Ein Sektorwehr besteht aus einer kreisförmigen Stauwand, die mit dem Ablaufrücken verbunden ist (Abb. 4.25). Dieser Verschluss (meist aus Stahl) wird drehbar gelagert. Die Wehrschwelle muss gegen die Stauwand abgedichtet werden. Durch eine hydraulische Verbindung der Sektorkammer mit dem Oberwasser wird der Verschluss infolge des entstehenden Überdrucks in der Sektorkammer angehoben. Werden statt dessen die Ventile zum Unterwasser geöffnet, entspannt sich der Druck in der Kammer, und der Verschluss senkt sich wieder ab. Die Verschlusskörper werden somit rein hydraulisch, durch Öffnen und Verschließen von Ventilen, bewegt. Fremdenergie wird für den Betrieb nicht benötigt. Da die Wasserdruckkraft direkt am Drehlager in den Wehrkörper abgetragen wird, sind lichte Weiten bis zu 60 m möglich. Die Pfeiler benötigen keine Nischen und enthalten keine Antriebsvorrichtungen. Sie können dadurch sehr niedrig und schmal gehalten werden und haben keine Aufbauten, was eine optisch ansprechende Gestaltung der Wehranlage bewirkt. In den Pfeilern sind lediglich die Füll- und Entleerungsleitungen untergebracht (Abb. 4.26). Da große Stauhöhen tiefe Sektorgruben zur Folge haben, werden Sektorwehre nur bei Stauhöhen zwischen 6 und 9 m eingesetzt.

Abb. 4.25 Längsschnitt durch ein Sektorwehr

158

4

Wehre

Abb. 4.26 Sektorwehr Wintrich an der Mosel, Ansicht von Unterwasser

4.3.5

Schlauchwehre

Schlauchwehre bestehen aus Gummigewebematten (Abb. 4.27). Die Aufwölbung der Gummimatten wird durch eine Wasserfüllung (seltener durch Luftfüllung) erreicht, deren Druck höher ist als der vom Oberwasser angreifende Wasserdruck. Mit der Änderung des Innendrucks kann man den Oberwasserstand verändern. Schlauchwehre haben sich auch bei Geschiebe führenden Flüssen und bei Geschwemmselanfall dank ihrer hohen Elastizität bewährt und bieten eine Alternative zu den konventionellen Wehrtypen, insbesondere zu Klappenwehren. Weitere Vorteile der Schlauchwehre sind die gute Einpassung in die Flusslandschaft und die verglichen mit Stahlkonstruktionen deutlich niedrigeren Investitionskosten. Allerdings liegen noch keine Langzeiterfahrungen vor, insbesondere was die Haltbarkeit der Gummimatten anbelangt, da Schlauchwehre erst seit etwa Mitte der siebziger Jahre gebaut werden. Schlauchwehre eignen sich insbesondere an kleineren Flüssen bei geringen Stauhöhen. Es wurden aber auch schon Stauhöhen von über 3,00 m erreicht (Gries/Salzach, 1992: 2 Felder mit Schlauchhöhen von 3,50 m und Feldbreiten von je 19,50 m). Bei kleineren Stauhöhen wurden Längen von über 50 m erreicht. Es sind auch größere Längen erreichbar, jedoch steigt das Betriebsrisiko bei Revisionsarbeiten. Schlauchwehre können auch an Stelle von Wasser mit Luft gefüllt werden, jedoch sprechen bei bestimmten Randbedingungen einige Gründe für die Befüllung mit Wasser:

4.3 Bewegliche Wehre

159

– Bei luftgefüllten Wehren muss wegen der Gefahr des Aufschwimmens durch Auftrieb ein möglicher Einstau von Unterwasser ausgeschlossen werden; – Bei schräger Anströmung (z. B. bei Anordnung als Streichwehr) ergeben sich beim luftgefüllten Schlauch höhere Schwingungen an der Wehrkrone; – Der wassergefüllte Schlauch ist vom vollgefüllten bis zum liegenden Schlauch stufenlos regulierbar; – Beim luftgefüllten Schlauch bilden sich unterhalb von etwa 2/3 der Maximalhöhe V-förmige Einbuchtungen. Dies führt zu Abflusskonzentrationen in Teilbereichen des Wehres. Als Folge davon können lokale Auskolkungen im Unterwasser auftreten (Abb. 4.28); – Bei dauernd überströmten Wehren (z. B. Kulturwehre) kann es bei Luftfüllung zu Schwingungen kommen, was zum Scheuern des Schlauches am Betonsockel führt und Abnutzungserscheinungen zur Folge hat.

Abb. 4.27 Luftgefülltes Schlauchwehr Ettringen, Wertach, Blick auf Luftseite

160

4

Wehre

Abb. 4.28 Einknicken des Schlauches bei geringer Teilüberströmung

4.4

Kombinierte Wehre

Da ein fester Staukörper aus Beton in der Regel billiger ist als ein entsprechend hohes Stahlbauteil, kann es bei Stauhöhen ab 10 m wirtschaftlicher sein, die Stauhöhe durch eine Kombination aus festem und beweglichem Wehr zu erzielen. Feste Betonteile kleiner als etwa 15 % der Oberwassertiefe nennt man Höcker, und die Anlage wird noch den beweglichen Wehren zugeordnet. Erst bei einem höheren Anteil am Aufstau handelt es sich um einen festen Staukörper und man ordnet die Anlage den kombinierten Wehren zu. In Verbindung mit festen Staukörpern lassen sich sowohl Klappen als auch Zug- und Drucksegmente sinnvoll einsetzen. Der feste Staukörper wird in seiner Größe und Form genauso wie bei den festen Wehren mit Hilfe eines Grunddreiecks konstruiert. Dieser Wehrtyp ist ungeeignet, wenn ein Anlandungskeil vor der Schwelle vermieden werden muss (z. B. wegen eines tief liegenden seitlichen Kraftwerkeinlaufs), da sich die Beseitigung das Geschiebes nur mit zusätzlichen Einrichtungen (z. B. Kiesschleusen) durchführen lässt.

4.4 Kombinierte Wehre

4.4.1

161

Staubalkenwehr

Beim Staubalkenwehr wird der für den Abfluss nicht benötigte Durchflussquerschnitt durch einen festen Staubalken aus Stahlbeton abgeschlossen, der sowohl über- als auch unterströmt wird (Abb. 4.29). Der Betonkörper kann bei kleineren Abmessungen massiv ausgebildet werden. Bei höheren Anlagen bietet er allerdings genügend Platz für einen Durchgang durch das Wehr (Wehrgang) in dem auch Antriebsaggregate untergebracht werden können.

Abb. 4.29 Staubalkenwehr mit Drucksegment und Aufsatzklappe

Die maßgeblichen Vorteile von Staubalkenwehren sind:

– Große Verschlusshöhen sind wirtschaftlich erreichbar durch die überwiegende Verwendung von Beton und relativ kleiner Stahlverschlüsse, – günstige Auswirkung auf die (n-1)-Bedingung, da nur eine Abflussöffnung angesetzt zu werden braucht und nicht das ganze Wehrfeld, – gute Energieumwandlung durch gleichzeitige Über- und Unterströmung des Staubalkens, – optisch ansprechender Überfallstrahl, der auch günstig für den Sauerstoffeintrag ist, – tief liegende Auslässe ermöglichen Geschiebeabzug, – sicherer Winterbetrieb, da keine Vereisungsgefahr der Grundablassverschlüsse besteht. Als Nachteil ist allenfalls die schlechte Zugänglichkeit der unteren Verschlüsse und Dichtungen zu nennen. Als obere Verschlüsse verwendet man heute praktisch nur noch Klappen und bei den Tiefauslässen Drucksegmente (Abb. 4.30). Die Tiefauslässe werden oft durch Zwischenpfeiler unterteilt, um die Kräfte aus Wasserdruck auf die Verschlüsse zu begrenzen. Der Staubalken

162

4

Wehre

sollte strömungsgünstig ausgebildet werden und für beide Verschlüsse eine gute Anströmung gewährleisten (s. Abb. 4.29).

Abb. 4.30 Wehr Postmünster / Rott (oben Fischbauchklappe, unten drei Drucksegmente, dazwischen der Staubalken aus Beton)

4.5

Tosbecken

An ein Wehr schließt immer ein Tosbecken an. Hier findet die Energieumwandlung in Form des sogenannten Wechselsprungs statt. Dabei wird die potenzielle und kinetische Energie des überfallenden Wassers durch Verwirbelung in Wärmeenergie umgewandelt (Dissipation). Das Tosbecken wird vom Wehrkörper durch eine speziell ausgebildete Fuge getrennt, die verhindert, dass der massive und schwere Staukörper sich stärker setzen kann als die leichtere Tosbeckenplatte (Abb. 4.31). Dadurch werden hydrodynamische Kräfte in der Fuge und unter der Tosbeckenplatte verhindert. Selbstverständlich kann bei Gründung auf Fels auf diese aufwendige Fugenkonstruktion verzichtet werden, weil dann keine Setzungen zu

4.5 Tosbecken

163

erwarten sind. Der Übergang vom Wehrrücken zur Tosbeckenplatte sollte ausgerundet und die Fuge außerhalb der Ausrundung angeordnet werden. 4.5.1

Tosbeckenbemessung

Damit ein Tosbecken hydraulisch wirksam ist, muss es in Bezug auf Eintiefung und Tosbeckenlänge dimensioniert werden. Nur dann ist eine ausreichende Energieumwandlung möglich und die anschließende Flusssohle vor Erosion geschützt. Grundlage der Bemessung ist die Ermittlung der Tiefe des Eingangsschussstrahles h1 in das Tosbecken (s. Abb. 4.31). Diese ergibt sich aus einem Vergleich der Energiehöhen vor dem Wehr (Abfluss im Strömen) und im Tosbecken (schießender Abfluss). Mit Hilfe einer iterativen Berechnung kann der Eingangsschussstrahl, der abhängig ist von der gewählten Tosbeckeneintiefung e, berechnet werden. Aus ihm lässt sich die EingangsFroudezahl Fr1 bestimmen zu

Fr1 =

v1 g ⋅ h1

(4.9)

Hierbei ist v1 die Geschwindigkeit des Eingangsschussstrahles und g die Erdbeschleunigung. Eine gute Energieumwandlung findet bei Froude-Zahlen zwischen etwa 4,0 und 8,0 statt. Damit der Wechselsprung ausschließlich im Tosbecken stattfindet und nicht nach unterstrom abwandert, ist eine ausreichende Stützkraft von unterstrom erforderlich. Die Betrachtung des hydrodynamischen Gleichgewichtes ergibt eine zum Eingangsschussstrahl korrespondierende Fließtiefe von

h h 2 2 ⋅ v12 ⋅ h1 h2 = − 1 + 1 + 2 4 g

(4.10)

Daraus lässt sich die erforderliche Mindestfließtiefe im Unterwasser, gerechnet von der Flusssohle, berechnen zu

hu ,erf . = h2 − e

(4.11)

Den Einstaugrad ε erhält man bei Ansatz der tatsächlichen Unterwasserfließtiefe hu zu

ε=

hu + e h2

(4.12)

164

4

Wehre

Der Einstaugrad sollte größer als etwa 1,05 sein, um ein Abwandern der Deckwalze nach unterstrom zu verhindern. Höhere Werte als 1,25 führen zu einem rückgestauten Wechselsprung, was die Energieumwandlung negativ beeinflusst. Die Tosbeckenlänge LT sollte etwa

LT = 5 ⋅ ( h2 − h1 )

(4.13)

betragen.

Abb. 4.31 Angaben zur Tosbeckenbemessung

Bei Einhaltung der Kriterien für die Froude-Zahl und den Einstaugrad und bei der angegebenen Länge kann eine hinreichende Energieumwandlung innerhalb des Tosbeckens angenommen werden. In diesem Fall sind keine Einbauten in das Tosbecken erforderlich. Zu beachten ist jedoch, dass die Dimensionierung nach den vorgenannten Kriterien nur für einen bestimmten konstanten Abfluss vorgenommen wird. Für alle anderen Abflüsse wäre die Energieumwandlung nicht optimal. Um die hydraulische Wirksamkeit über einen erweiterten Abflussbereich zu erreichen, können Tosbeckeneinbauten wie Strahlteiler und Störkörper vorgesehen werden. Das Tosbecken wird zur unterstromigen Flusssohle in der Regel über eine schräge Rampe im letzten Tosbeckendrittel angehoben. Am Ende des Beckens ist eine Endschwelle vorzusehen. Diese Endschwelle sowie die darauf aufgesetzte Zahnschwelle verringern den Strömungsangriff auf die Flusssohle unmittelbar hinter dem Tosbecken.

4.6 Wehrwangen und Pfeiler

165

Neuere Entwicklungen sind Muldentosbecken, die eine kürzere Bauform erlauben, allerdings tiefer in den Untergrund reichen. Ein Muldentosbecken sollte allerdings nur auf der Basis eines hydraulischen Modellversuchs geplant werden [4.1]. 4.5.2

Kolkschutz

Der Abfluss hinter einem Tosbecken ist gekennzeichnet durch starke Turbulenzen verbunden mit großen Sohlschubspannungen, welche die Flusssohle hinter dem Tosbecken angreifen und zu Kolkbildung führen können. Aus Stabilitätsgründen ist es daher erforderlich, den unmittelbaren Bereich hinter dem Tosbecken vor Erosion bzw. Auskolkung zu schützen. Dies geschieht durch Wasserbausteine, die auf der Flusssohle verlegt werden (vgl. Abb. 4.32). Wie weit der Kolkschutz nach unterstrom aufgebracht werden muss, hängt von der Beschaffenheit bzw. Stabilität der natürlichen Flusssohle ab. Bei schwierigen Verhältnissen empfiehlt sich der wasserbauliche Modellversuch. Für Vorentwürfe kann von einer Belegung der Sohle ausgegangen werden, die etwa der Tosbeckenlänge entspricht. An den Ufern ist wegen der stärkeren Turbulenzen der Kolkschutz gegebenenfalls zu verlängern. Die erforderliche Steingröße ist abhängig von der Fließgeschwindigkeit hinter dem Tosbecken. Erfahrungsgemäß ergeben sich Wasserbausteine der Klassen II bis IV nach TLW 1997 (Tabelle 4.3). Durch die in 2003 durchgeführte Anpassung der Technischen Lieferbedingungen für Wasserbausteine (TLW 1997) an die neue DIN EN 13383 „Wasserbausteine“ (2002), entstand die neue TLW 2003. Die Steingrößen nach TLW 2003 sind etwas größer als nach TLW 1997. Darüber hinaus wurde die schwere Gewichtsklasse HMB300/1000 (d. h. 300 - 1000 kg) neu aufgenommen (Tabelle 4.3). Häufig wird der Kolkschutz zweilagig ausgeführt. Die Steine sind möglichst auf einem filterfest ausgebildeten Untergrund zu verlegen, um ein Ausspülen von Feinmaterial infolge Sickerströmung unter dem Wehr zu verhindern. Gegebenenfalls ist ein Geotextil vorzusehen. Das unterstromige Ende des Kolkschutzes wird gegen Verrutschen und Abwandern gesichert, indem einzelne Steine im Flussbett z. B. durch gerammte Eisenbahnschienen fixiert werden.

4.6

Wehrwangen und Pfeiler

Bei einem Wehrbauwerk spielt die hydraulisch günstige An- und Abströmung eine wesentliche Rolle. Im Oberwasser erreicht man dadurch eine optimale Leistungsfähigkeit des Wehres und im Unterwasser reduziert man damit weit-

166

4

Wehre

gehend einen Uferangriff durch das abströmende Wasser. Abb. 4.32 zeigt den Regelanschluss eines landseitigen Wehrfeldes an das Ufer und Böschung. Tabelle 4.3 Standard-Steinklassen der TLW 1997 und TLW 2003 [4.3, 4.13]

Klassifizierungsart DIN EN 13383-1 Größenklassen [mm]

leichte Gewichtsklassen [kg] schwere Gew.-kl. [kg]

4.6.1

Kategorie TLW 2003

Steinklassen TLW 1997 [cm]

CP 45/125 CP 63/180 CP 90/250 LMB 5/40 LMB 10/60 LMB 40/200 LMB 60/300 HMB 300/1000

Klasse 0: 5 – 15 Klasse I: 10 - 20 Klasse II: 10 - 30 Klasse II: 10 - 30 Klasse III: 15 - 45 Klasse IV: 20 - 60 Klasse V: 35 - 100 –

Bemerkungen Steingrößen nach TLW 2003 etwas größer als nach TLW 1997 Steingrößen nach TLW 2003 für ρ = 2,3 kg/dm3 überwiegend etwas größer als nach TLW 1997 neue Steinklasse

Wehrwange

Eine besonders günstige Anströmung des Wehres wird erreicht, wenn die oberstromige und unterstromige Wehrwange ausgerundet sind. Die Vergangenheit hat gezeigt, dass gute Ergebnisse erzielt werden können, wenn die oberstromige Wehrwange als Viertelkreis, die unterstromige als Viertelellipse ausgebildet wird. Der Radius des Viertelkreises ergibt sich aus der Höhe des Stauhaltungsdammes und der Neigung der Böschung. Bei der Konstruktion der Ellipse empfiehlt sich ein Verhältnis der Halbachsen zwischen etwa 1,5 bis 2,0. Wegen der Verengung des Fließquerschnittes am Wehr kommt es im Bereich der Uferanschlüsse im Ober- und Unterwasser zu Strömungswirbeln, die das Ufer angreifen. Daher ist dieser Bereich durch ein Steinpflaster zu schützen (Abb. 4.33). Bei größeren Wehranlagen werden Wasserbausteine als Böschungsschutz verwendet. Der Zwickel zwischen Wehrwange und Flusssohle, in den keine Wasserbausteine passen, wird mit einem Betonkeil versehen (Abb. 4.34). Die Wehrwangen werden zweckmäßigerweise als Winkelstützmauern ausgebildet. Beim geraden Mittelteil der Wehrwange ist bei beweglichen Verschlüssen darauf zu achten, dass keine Verschiebungen aus Erddruck oder Wasserdruck auftreten, weil sonst die Verschlüsse klemmen könnten.

4.6 Wehrwangen und Pfeiler

Abb. 4.32 Regelanschluss eines Wehres an das Flussufer

167

168

4

Wehre

Abb. 4.33 Unterstromige Wehrwange mit Böschungspflasterung

Abb. 4.34 Unterstromige Wehrwange mit Wasserbausteinen und Betonkeil

4.6 Wehrwangen und Pfeiler

4.6.2

169

Wehrpfeiler

Die Pfeiler sind oberstromig auszurunden. In der Regel genügt es bei den Wehrpfeilern einen Halbkreis zu wählen. Das Pfeilerende ist stumpf und schafft damit eindeutige Abrisskanten. Die Pfeilerrücken sind meist schräg, die Kopfseite senkrecht, wobei jedoch eine leichte Neigung zur Unterwasserseite hin empfehlenswert ist. Die Breite der Wehrpfeiler hängt von den Aufgaben ab, die der Pfeiler zu erfüllen hat. Die Wehrpfeiler sind meistens nicht massiv, sondern mit Kammern versehen, die Platz für Antriebsaggregate und Messeinrichtungen bieten. Als Faustformel für die Wahl der Pfeilerbreite kann in Abhängigkeit von der Wehrfeldbreite etwa BPfeiler ≈ (0,15 bis 0,30) ⋅ BFeld angesetzt werden, wobei das kleinere Maß bei Zug- und Drucksegmenten und das größere bei Schützen vorzusehen ist [4.11]. 4.6.3

Trennpfeiler

Ist neben dem Wehr ein Kraftwerk angeordnet, sollte die Anströmung der Turbinen möglichst gleichmäßig und verlustarm erfolgen. Dies zahlt sich mittelfristig durch höhere Energieausbeute aus. Hierzu kann ein günstig geformter Trennpfeiler wesentlich beitragen [4.12]. Vorteilhaft ist eine großzügige Ausrundung der kraftwerksseitigen Berandung des Pfeilers. Die Darstellung in Abb. 4.35 zeigt ein Beispiel mit Korbbögen. Für die wehrseitige Ausrundung ist gewöhnlich ein Viertelkreis ausreichend.

Viertelkreis Korbbogenkonstruktion

Wehrpfeiler

Trennpfeiler

Abb. 4.35 Wehrpfeiler und Trennpfeiler

zum Kraftwerk

170

4.7

4

Wehre

Nebenanlagen an Wehren

Um einen ordnungsgemäßen Betrieb einer Wehranlage zu gewährleisten, um den ökologischen Ansprüchen gerecht zu werden und um die Freizeitbedürfnisse von Naherholungssuchenden zu befriedigen, sind an jeder Staustufe einige Nebenanlagen angeordnet. 4.7.1

Grundablass und Kiesschleuse

Ein Grundablass ist notwendig, um den Stauraum für Reparaturen und Staurauminspektionen vollständig entleeren zu können. Um Geschiebe und Schwebstoffe aus dem Staubereich zu entfernen, werden die Grundablässe als Kiesschleusen ausgebildet. Als Absperrvorrichtung kommen in beiden Fällen meist einfache Gleit- oder Rollschützen zur Anwendung. Bei Ausleitungskraftwerken wird meist seitlich des Krafthauses ein sogenannter Leerschuss angeordnet. Dieser führt das Triebwasser ab, wenn die Turbinen aus betrieblichen Gründen geschlossen werden müssen. 4.7.2

Floß- und Bootsgassen

An landschaftlich reizvollen Gewässern sind Bootsfahrten üblich. Um die Barriere zu überwinden, die durch den Bau eines Wehres entstanden ist, werden den Freizeitkapitänen Bootsgassen zur Verfügung gestellt, durch die gefahrlos mit Kanus, Kajaks und Schlauchbooten nach unterstrom gefahren werden kann. Es handelt sich i. d. R. um Betongerinne mit einem Gefälle von etwa 1 : 100 bis 1 : 200, die nur bei Bedarf freigegeben werden. Meist können sie von Bootsfahrern selbsttätig bedient werden. Mit Hilfe von Kurbeln oder aber elektrisch wird der Verschluss am Einlauf zur Bootsgasse geöffnet. Eine einfache Methode ist das Absenken einer Stauklappe, die dann den Abfluss kurzzeitig freigibt und dem Boot das Herunterfahren ermöglicht. Deutlich breiter als Bootsgassen sind Floßgassen, wie beispielsweise an der Isar (Abb. 4.36).

4.7 Nebenanlagen an Wehren

171

Abb. 4.36 Floßgasse an der Isar

4.7.3

Fischpassagen

Wehranlagen unterbrechen das Fließkontinuum im Gewässer und verhindern damit die Durchwanderbarkeit der Flüsse für Fische und sonstige im Wasser lebende Kleinlebewesen. Eine Fortbewegung nach oberstrom war damit bis vor wenigen Jahrzehnten für die Fauna unmöglich. Ein Durchkommen nach unterstrom ist zwar prinzipiell durch die Turbinen der Wasserkraftanlagen möglich, der Erfolg scheitert aber für viele Fischarten faktisch an der hohen Mortalitätsrate, wenn sie versuchen, die Turbinen zu durchschwimmen. Seit mehreren Jahrzehnten bemüht man sich daher, diesen biologisch unbefriedigenden Zustand zu lösen und durch die Anordnung von Fischpassagen, den Lebewesen die Möglichkeit der Durchwanderung langer Fließstrecken, trotz Vorhandensein wasserbaulicher Anlagen, zu ermöglichen. Hierbei ist grundsätzlich zwischen Fischaufstiegsanlagen und Fischabstiegsanlagen zu unterscheiden. Die Errichtung von Fischaufstiegsanlagen kann in Europa heute als Stand der Technik angesehen werden. Anders steht es um geeignete Fischabstiegsanlagen. Hier ist die Entwicklung noch im Gange und wird weltweit an zahlreichen Universitäten zusammen mit Fischbiologen untersucht. Fischaufstiegshilfen Damit Wanderfische eine Wehranlage nach oberstrom überwinden können, wurden häufig Fischaufstiegshilfen als feste Gerinne von 0,75 bis 1,50 m Brei-

172

4

Wehre

te geschaffen, die mit Stufen oder Hindernissen bis zu 30 cm Höhe versehen sind und die vom Wasser ständig durchströmt werden. Heute bemüht man sich, der Natur nachempfundene Aufstiegshilfen zu realisieren, meist in Form von naturnah gestalteten Umleitungsgewässern, die einen ständigen Wasserstrom aus dem Stausee zum Unterwasser erlauben und damit die ökologische Durchgängigkeit des Flusses bewirken. Der unterwasserseitige Zugang (Einstieg) zu einem Fischpass oder einem Umleitungsgewässer sollte möglichst nah am Wehrbauwerk liegen und eine ausreichende Lockströmung aufweisen, damit Fische den Zugang finden können. Weitere Hinweise sind dem DVWK-Merkblatt 232 „Fischaufstiegsanlagen – Bemessung, Gestaltung, Funktionskontrolle“ [4.8] zu entnehmen. Fischabstiegshilfen Aale, aber auch andere Fischarten, wollen zu bestimmten Zeiten flussabwärts wandern. Bis heute gibt es hierfür jedoch keine wissenschaftlich abgesicherten Anlagen, die zudem auch mit finanziell vertretbarem Aufwand hergestellt werden könnten [4.5]. Siehe hierzu auch die Ausführungen in Abschnitt 6.9.2 Kapitel 6 „Wasserkraft“.

4.8

Modernisierung und Sanierung von Wehranlagen

Viele Wehrbauwerke sind mittlerweile zwischen 50 und 80 Jahre alt. Daher ist heute eine der vorrangigen Aufgaben des konstruktiven Wasserbaus die Modernisierung und die Sanierung bestehender Wehranlagen. Hinzu kommt, dass veränderte Bemessungsgrundlagen infolge neuer Erkenntnisse Eingang in die geltenden Normen und Richtlinien gefunden haben und daher ein Bedarf an Anpassung bestehender Wehranlagen an diese neuen Vorgaben besteht (z. B. (n-1)-Regel). Aus diesem Anlass hat der Deutsche Verband für Wasserwirtschaft und Kulturbau das Merkblatt 241 „Modernisierung von Wehren“ herausgegeben [4.9]. Darin werden grundsätzliche Beurteilungskriterien und Lösungsvorschläge zur baulichen und betrieblichen Modernisierung von Wehrbauwerken angegeben. Zu den wichtigsten Maßnahmen der baulichen und betrieblichen Modernisierung gehören:

– Erhöhung der Abflussleistung durch Verbesserung der Anströmung und Optimierung des Überlaufprofils,

4.9 Literatur

173

– Verbesserung der Standsicherheit (gegen Gleiten) mit Hilfe von Verankerungen, Auflasten und durch Reduzierung des Sohlenwasserdrucks, – Abdichtungsmaßnahmen zur Verbesserung der Dichtheit des Wehrkörpers, – Ertüchtigungsmaßnahmen für das Tosbecken zur Verbesserung der Energieumwandlung, – Beseitigung und Verhinderung von Kolken nach dem Tosbecken, – Instandsetzung von Betonteilen durch Zementinjektionen oder Vorsatzbeton, – Erfüllung der (n-1) oder (n-a)-Bedingung, – Automatisierung des Wehrbetriebes zur Verbesserung der Abfluss- und Stauzielregelung. Oft sind die erforderlichen Maßnahmen so umfangreich, dass die Modernisierung in Umfang und Aufgabenstellung einem Neubau gleichkommt. Weitere Ausführungen zum Thema Modernisierung von wasserbaulichen Anlagen sind in Kapitel 10 „Sanierung und Modernisierung“ enthalten.

4.9 Literatur 4.1 4.2

4.3 4.4 4.5 4.6 4.7

Csallner K.: Dimensionierung von Tosbecken an Flußwehren. 3. Fortbildungslehrgang Gewässerausbau, S. 1 - 50, Obernach, 1978 Csallner K.: Strömungstechnische und konstruktive Kriterien für die Wahl zwischen Druck- und Zugsegment als Wehrverschluß. Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft Nr. 37, 1978 DIN EN 13383-1 „Wasserbausteine“; Teil 1: Anforderungen, Ausgabe August 2002 DIN EN 13383-2 „Wasserbausteine“; Teil 2: Prüfverfahren, Ausgabe Juli 2002 DWA Themen: Fischschutz- und Fischabstiegsanlagen – Bemessung, Gestaltung, Funktionskontrolle, 2. korrigierte Auflage, Juli 2005, Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 2005 DWA: Betrachtungen zur (n-1)-Bedingung an Wehren. DVWK-Merkblatt 216 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1990 DWA: Betrieb von Verschlüssen im Stahlwasserbau. DVWK-Merkblatt 249 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1998

174 4.8 4.9 4.10 4.11 4.12

4.13 4.14

4

Wehre

DWA: Fischaufstiegsanlagen – Bemessung, Gestaltung, Funktionskontrolle. DVWK-Merkblatt 232 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1996 DWA: Modernisierung von Wehren. DVWK-Merkblatt 241 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1996 Escande L.: Le fonctionnement des barrages-deversoirs á seuil creager déprimé. Génie, Civil 15, 1951 Häusler E.: Wehre. In: Wasserbauten aus Beton, Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und techn. Wiss., Berlin, 1987 Lang T.: Geometrische Kriterien zur Gestaltung von Kraftwerkseinläufen; Experimentelle Untersuchungen an Rohr-S-Turbine und Durchströmturbine. Bericht Nr. 88 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität München, 1999 Technische Lieferbedingungen für Wasserbausteine (TLW), 2003 Vischer D., Huber A.: Wasserbau – Hydrologische Grundlagen, Elemente des Wasserbaus, Nutz- und Schutzbauten an Binnengewässern. 6. Auflage, Springer-Verlag, Berlin, 2002

5

Talsperren

Talsperren sind Wasserbauwerke, die Bäche und Flüsse zu Speicherbecken aufstauen und damit unterschiedliche wasserwirtschaftliche Aufgaben der Wasserspeicherung erfüllen. Im Gegensatz zu Flusssperren (s. Kapitel 4 „Wehre“) riegelt eine Talsperre den Talquerschnitt vollständig ab. Der Fluss wird bis zu den Talflanken hin aufgestaut. Dank des dadurch in aller Regel großen Beckenvolumens sind Talsperren in der Lage, einen hohen Anteil des Abflusses über einen langen Zeitraum zu speichern und nach Bedarf wieder abzugeben. Damit sind sie für die Wasserwirtschaft ein unentbehrliches Mittel, um das unregelmäßige Wasserdargebot der Natur zwischen Niedrigwasser und Hochwasser auszugleichen und nutzbar zu machen. Besteht die Aufgabe einer Talsperre ausschließlich im Rückhalt von Hochwassern, spricht man von Rückhaltebecken oder Hochwasserrückhaltebecken. Hier wird der Stauraum so schnell wie möglich wieder entleert. Die Absperrbauwerke von Talsperren und Rückhaltebecken sind Staudämme oder Staumauern (engl. beides dam). Dieses Kapitel beschäftigt sich ausschließlich mit wasserbaulichen Anlagen. Dämme und Mauern aus dem Verkehrs- und Deponiebau werden in der weiterführenden Literatur ausführlich behandelt [5.45]. Der Talsperrenbau reicht Jahrtausende zurück. Die erste bekannte Talsperre Sadd-el-Kafara wurde im Wadi Garawi südlich von Kairo bereits 2550 v. Chr. gebaut. Sie wurde als 14 Meter hoher Steinschüttdamm mit einem dichten Lehmkern errichtet und diente vermutlich zum Hochwasserschutz und für Bewässerungszwecke (Abb. 5.1). Die Technik des Talsperrenbaus hat sich allerdings besonders in den zurückliegenden Jahrzehnten außerordentlich weiter entwickelt. Fortschritte in der Bodenmechanik und der Baustoffkunde erlauben es heute, Dämme und Mauern für Stauhöhen bis zu 300 m zu errichten. Neu entwickelte Baugeräte und -maschinen haben den Talsperrenbau in den zurückliegenden Jahren technisch weiter vorangetrieben. Auch die Erkenntnisse aus den Messergebnissen bestehender Anlagen zusammen mit computergestützten Berechnungsverfahren (Finite Elemente Methode) haben zu diesem Fortschritt beigetragen. Die Grundprinzipien des Talsperrenbaus sind zwar nach wie vor gültig, im Bereich der konstruktiven Durchbildung und Bauausführung haben sich die Methoden jedoch rasch den neuen Entwicklungen und Erkenntnissen angepasst.

176

5

Talsperren

Abb. 5.1

5.1

Reste der 4500 Jahre alten Talsperre Sadd-el-Kafara in Ägypten

Einführung

Eine Talsperre besteht aus einem Absperrbauwerk (Hauptsperre) sowie den Betriebsanlagen und Nebenbauwerken (Abb. 5.3). Im Bereich der Stauwurzel sind gelegentlich Vorsperren vorhanden, die dann zur Talsperre dazugehören (Abb. 5.2). Eine Vorsperre hält bei der Absenkung des Wasserspiegels im Stausee den Stauwurzelbereich konstant, um den Belangen des Landschaftsbildes und der Naherholung Rechnung zu tragen (siehe Abschnitt 5.1.4). 5.1.1

Aufgaben und Auswirkungen von Talsperren

Dem wasserwirtschaftlichen und gesellschaftlichen Nutzen einer Talsperre stehen auch negative Auswirkungen gegenüber, die bei der Planung durch eine Umweltverträglichkeitsprüfung bewertet werden müssen (siehe hierzu Kapitel 12 „Rechtliche Aspekte“). Auf Grund des Aufstaus eines natürlichen Gewässers und der Größe des entstehenden Speichersees wirkt sich eine Talsperre in aller Regel auf die unmittelbare Umgebung und die benachbarte Bevölkerung in vielfältiger Weise aus.

5.1 Einführung

177

Vorsperre Igelsbachsee Damm Vorsperre

Großer Brombachsee

Vorsperre Kleiner Brombachsee

Damm Vorsperre Damm Hauptsperre

Abb. 5.2

Talsperre mit Vorsperren (Beispiel: Talsperre Brombach) [5.1]

Ein im Jahre 2000 veröffentlichter Bericht des „World Commission on Dams“ WCD [5.49] behandelt die Bedeutung und die Problematik des Talsperrenbaus ausführlich. Der Bericht evaluiert weltweit an herausgegriffenen Beispielen die positiven und negativen Aspekte des Talsperrenbaus, insbesondere in Ländern der Dritten Welt. Als Hauptkritikpunkte werden die mangelnde Beteiligung der vom Bau der Talsperren betroffenen Bevölkerung, aber auch die vielfach fehlende Entschädigung sowie die Umsiedlungspolitik angesehen. Nicht übersehen wird allerdings auch der elementare Nutzen, der von Talsperren für die Menschen ausgeht. Der Nutzen von Talsperren drückt sich insbesondere aus durch

– Hochwasserschutz, – Niedrigwasseraufhöhung, – Bewässerung, – Trinkwasserspeicherung, – Erzeugung von Wasserkraft, – Erholung.

178

5

Talsperren

Auswirkungen von Talsperren sind:

– Unterbrechung des Fließkontinuums, – Veränderung der Fließverhältnisse eines Flusses mit Geschiebe- und Schwebstoffrückhalt, – Veränderung der Grundwasserverhältnisse, – Veränderung des Landschaftsbildes, – Veränderung der Region durch mögliche Sekundärnutzungen (z. B. durch Tourismus), – Umsiedlung der Bewohner des Flusstales.

Abb. 5.3 Die Talsperre Birecik am Euphrat. Blick von Unterwasser auf Steinschüttdamm (links im Bild), gefolgt von Kraftwerk, Hochwasserentlastung und linkem Steinschüttdamm (rechts im Bild)

5.1.2

Trinkwassertalsperren

Anders als viele andere Bedarfsgüter lässt sich Wasser nicht erzeugen oder vermehren. Wir sind demnach auf das natürliche Wasserdargebot angewiesen. Diese verfügbare Wassermenge ist lokal sehr unterschiedlich. Selbst in einer klimatisch gemäßigten Zone wie Deutschland schwanken die mittleren jährlichen Niederschläge zwischen rund 600 mm in Franken und Thüringen bis hin zu 1800 mm in einigen Regionen des Alpenvorlandes. Die Abhängigkeit vom natürlichen Wasserdargebot zeigt sich vor allem bei der Trinkwasserver-

5.1 Einführung

179

sorgung, weil Wasser in ausreichender Menge und mit guter Beschaffenheit möglichst gleichmäßig über das ganze Jahr verteilt benötigt wird. Wenn eine Wasserversorgung durch Grundwasser nicht möglich ist, muss der Bedarf der Bevölkerung durch Trinkwassertalsperren gedeckt werden. Häufig dienen die Trinkwassertalsperren auch dem örtlichen Hochwasserschutz, wenn qualitative Gesichtspunkte dies nicht verbieten. Als wasserwirtschaftliche Mehrzweckanlagen können sie auch zur Verbesserung der Wasserführung in Trockenzeiten beitragen und dienen in beschränktem Umfang zur Stromerzeugung. Eine Nutzung zur Naherholung und für den Fremdenverkehr ist in der Regel möglich, jedoch verbieten sich aus Qualitätsgründen Wassersportarten. Durch eine festgelegte engere Schutzzone wird der Eintrag von Schadstoffen verhindert. Häufig ist diese Fläche durch den Bewirtschaftungsweg um die Talsperre festgelegt (z. B Trinkwassertalsperre Frauenau im Bayerischen Wald). 5.1.3

Hochwasserrückhaltebecken

Großflächige Retentionsräume entlang der Flüsse, in denen noch vor wenigen Jahrhunderten Hochwasserwellen zeitweise zurückgehalten und dadurch abgeflacht wurden, sind durch die Nutzung des Talraumes für Landwirtschaft, Infrastruktur und Siedlungen verloren gegangen. Zwar wird versucht, diese Hochwasserretention in der Fläche durch den Bau von bewirtschaftbaren Poldern wieder teilweise zurück zu gewinnen; der Schwerpunkt des Hochwasserschutzes wird jedoch von Talsperren realisiert, die vor allem im Oberlauf der Flüsse gebaut wurden (z. B. Sylvensteinspeicher) und auch heute noch errichtet werden (z. B. Hochwasserrückhaltebecken Furth im Wald). 5.1.4

Vorsperren

Vorsperren dienen meist dazu, den Wasserspiegel im Staubereich der Vorsperre konstant zu halten, auch wenn der Speichersee der Hauptsperre große Wasserstandsschwankungen erfährt. Bei einem Versorgungsspeicher, dessen Wasserstand sich aus betrieblichen Gründen zwischen einem niedrigen Absenkziel und dem Stauziel bewegt, würde ohne eine Vorsperre die Stauwurzel bei niedrigen Wasserständen trocken fallen. Dies ist häufig landschaftsästhetisch unerwünscht. Da eine Vorsperre den Bereich der ursprünglichen Stauwurzel einstaut, fällt ein leeres Hauptbecken kaum mehr negativ auf. Häufig werden die Stauseen der Vorsperre zu Naherholungszwecken genutzt, da der übers Jahr konstante Wasserspiegel eine Infrastruktur zulässt, die sonst nicht sinnvoll wäre (Bootshäuser, Umkleiden, sanitäre Einrichtungen etc.).

180

5

Talsperren

Die konstruktive Gestaltung einer Vorsperre ist grundsätzlich wie bei einer Hauptsperre (Abb. 5.4). Der wesentliche Unterschied besteht darin, dass der Staukörper (Damm oder Mauer) von beiden Seiten eingestaut ist. Ist der Hauptsee abgestaut, fungiert die Vorsperre wie eine herkömmliche Talsperre mit allen notwendigen Eigenschaften eines Staukörpers. Wegen des häufigen Wechsels des unterstromigen Wasserspiegels ist bei natürlichen Kerndichtungen besonderes Augenmerk auf die Filterstabilität der Dichtung zu legen. Um trotz schwankender Zuflüsse einen nahezu konstanten Wasserspiegel in der Vorsperre zu gewährleisten, werden häufig Mönchsbauwerke in die Vorsperre integriert (Abb. 5.4). Diese halten den Stau im Vorbecken und führen den Zufluss in das Hauptbecken der Talsperre ab.

Igelsbachsee

Mönchsbauwerk

Stauziel 411,00 402,30

Stauziel 410,50 Stützkörper Grundablass

Mittlerer Burgsandstein

Großer Brombachsee

413,50

Kern

Stützkörper

Absenkziel 403,50

dreireihiger Injektionsschirm

Basisletten Unterer Burgsandstein

Abb. 5.4 Mönchsbauwerk und Grundablass an der Igelsbach-Vorsperre, nach [5.1]

5.1.5

Wichtige Begriffe und Normen

Die wichtigsten Normen im Talsperrenbau sind DIN 4048 Teil 1 (Wasserbau, Begriffe, Stauanlagen, Ausgabe Januar 1987) und DIN 19700 (s. u.) sowie die Merkblätter und Regelwerke des DWA (Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V.). Darin sind die für die Planung, Ausführung und den Betrieb einer Talsperre wichtigsten Begriffe und Vorschriften ausgeführt. Vor 2005 lautete die Abkürzung für diese wichtige Institution ATV-DVWK. Etliche Merkblätter aus der Zeit, als der Fachverband noch DVWK hieß (Deutscher Verband für Wasserwirtschaft und Kulturbau e. V.), haben heute noch Gültigkeit.

5.1 Einführung

181

Die seit Juli 2004 gültige Wasserbau-Norm DIN 19700 „Stauanlagen“ ist in folgende Teile gegliedert:

– Teil 10 Gemeinsame Festlegungen, – Teil 11 Talsperren, – Teil 12 Hochwasserrückhaltebecken, – Teil 13 Staustufen, – Teil 14 Pumpspeicherbecken, – Teil 15 Sedimentationsbecken. Das alte Normenwerk wurde vollständig überarbeitet. Obenan steht der Aspekt der Sicherheit. Jüngste Erfahrungen mit großen Hochwassern sind hierbei in die sicherheitstechnischen Vorgaben der Norm mit eingeflossen. Eine bedeutende und für Planungszwecke wohl wichtigste Neuerung betrifft die Bemessung von Talsperren hinsichtlich Hochwassersicherheit und Hochwasserschutz (DIN 19700-11, Abschnitt 4.3). Darin werden bezüglich der Hochwassersicherheit drei Bemessungsfälle eingeführt:

– Der Hochwasserbemessungsfall 1 dient der Bemessung der Hochwasserentlastungsanlage. Maßgebend ist der Bemessungshochwasserzufluss BHQ1. Bis zu diesem Abfluss sind Tragsicherheit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit der Stauanlage ohne Einschränkungen und auch unter Berücksichtigung der (n-1)-Regel sicherzustellen (siehe Tabelle 5.2). – Dem Nachweis der Stauanlagensicherheit bei Extremhochwasser dient der Hochwasserbemessungsfall 2. Hier muss der Bemessungshochwasserzufluss BHQ2 ohne globales Versagen der Stauanlage abgeführt werden. Die Tragsicherheit des Absperrbauwerks darf nicht gefährdet werden. – Zur Bemessung des gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraumes dient der Hochwasserbemessungsfall 3. Dieser findet nur Beachtung, wenn mit der betreffenden Stauanlage Hochwasserschutzaufgaben zu erfüllen sind. Maßgebend für die Bemessung dieses Stauraumanteiles ist das Hochwasserschutzbedürfnis der Unterlieger, ausgedrückt durch die Wertigkeit der betroffenen Flächen und Sachgüter [5.16]. Die Retentionswirkung einer Talsperre während Hochwasser ist in der Regel zu berücksichtigen (Abb. 5.5). Angaben zum Stauinhalt zu Beginn des Hochwasserereignisses und zur Einhaltung des Freibords sind DIN 19700-11, Tabelle 1 zu entnehmen. Dort finden sich auch Angaben zur Anwendung der (n1)-Regel und zur Berücksichtigung vorhandener Notentlastungen.

182

5

Abb. 5.5 Teil 1

Talsperren

Speicherräume und Stauziele bei Talsperren, nach DIN 4048

Je nach Gefährdungspotential und Bedeutung der Talsperre kann unabhängig von Tabelle 5.1 eine Zuordnung in Talsperrenklasse 1 oder 2 erfolgen. Tabelle 5.1 Klassifizierung von Talsperren nach DIN 19700 Teil 11 (nur Orientierungswerte) Talsperrenklasse

Kennzeichen große Talsperren

1

2

Höhe des Absperrbauwerks von Gründungssohle bis Krone > 15 m oder 3 Gesamtstauraum > 100.000 m mittlere und kleine Talsperren, die nicht Klasse 1 angehören

5.2 Topografie und Geologie

183

Tabelle 5.2 Jährliche Überschreitungswahrscheinlichkeiten für BHQ1 und BHQ2 für Talsperrenklassen 1 und 2 nach DIN 19700 Teil 11 Talsperrenklasse 1

Jährliche Überschreitungswahrscheinlichkeit BHQ1 BHQ2 -3

10 (T = 1.000 a) .

-3

2 10 (T = 500 a)

-4

10 (T = 5.000 a)

bzw.

bzw.

10 (T = 100 a)*

10 (T = 1.000 a)

2 -2

5.2

-4

10 (T = 10.000 a)

-3

Topografie und Geologie

Staudämme können auf Lockerboden oder Fels gegründet werden. Lediglich weiche und plastische Böden und Bodenschichten mit organischen Bestandteilen müssen ausgetauscht werden, sofern sie in der Nähe der Gründungssohle anstehen. Dabei ist die Tiefe, bis zu der diese nicht tragfähigen Böden ausgetauscht werden müssen, fließend. Als Anhaltswert hierzu kann in Abhängigkeit von der Höhe des Dammes die Grenze zwischen 5 bis 15 m dienen. Wichtig ist stets, dass der Untergrund den hydraulischen Belastungen standhält und dass örtlich unterschiedliche Setzungen vermieden werden, um Risse in der Dammdichtung zu unterbinden. Dammkreuzungen mit Betonbauwerken sollen vermieden werden. Daher müssen Grundablass, Betriebsauslass und das Transportbauwerk einer Hochwasserentlastungsanlage seitlich im Fels verlegt werden (siehe Abschnitt 5.7). Bei Staumauern ist stets ein ausreichend tragfähiger Fels zur Gründung nachzuweisen (Abb. 5.6). Dabei ist bei Gewichtsmauern ein Elastizitätsmodul von mindestens 2 GPa anzustreben. Bei Bogenstaumauern sind vor allem in den Talflanken noch deutlich höhere Anforderungen zu stellen. Bei im Längsschnitt des Absperrbauwerkes stark wechselnder Felsqualität kann es auch sinnvoll sein, Mauer und Damm für ein Absperrbauwerk zu kombinieren. Dabei ist in diesem Fall darauf zu achten, dass der Anschluss des Dammes nur an einen schrägen Abschluss der Mauer (1:10) erfolgen darf. Durch die Schräge wird bei Setzungen des Dammes ein Ablösen des Kerns von der Mauer vermieden; es kommt zu einer Selbstverdichtung des Schüttmaterials. *

Die erhöhten jährlichen Überschreitungswahrscheinlichkeiten sind zulässig, wenn bei Versagen der Talsperre nur Auswirkungen untergeordneter Bedeutung im Unterliegergebiet zu erwarten sind.

184

5

Talsperren

Für Voruntersuchungen müssen in der Regel mehrere Prozent der Bausumme veranschlagt werden. Es ist eine alte Erfahrung, dass für Voruntersuchungen „gesparte“ Aufwendungen um ein Vielfaches mehr während der Bauausführung ausgegeben werden müssen. Allerdings ist es aber oft nicht zu verhindern, dass erst während der Freilegung der Aufstandsfläche einer Mauer die tatsächlichen Verhältnisse bekannt werden (Abb. 5.6). Zusätzlicher Aushub und Plombierung der Verwitterungszone sind dann unerlässlich.

Abb. 5.6 Fachliche Begutachtung der Gründungssohle des Al-Wehdah Dammes in Jordanien

5.2.1

Wahl des Sperrentyps

Talform, Geländebeschaffenheit und an der vorgesehenen Sperrenstelle ausreichend verfügbare Baustoffe bestimmen hauptsächlich den Typ einer Talsperre. Staumauern werden heute aus Beton und neuerdings auch aus Walzbeton (Roller Compacted Concrete, RCC, ausführlich in Abschnitt 5.4.3) gebaut. Früher sind Talsperren auch oft als Mauerwerk ausgeführt worden. Der Wasserdruck auf das Bauwerk wird entweder durch sein Eigengewicht (Gewichts-

5.2 Topografie und Geologie

185

staumauer) oder durch Pfeiler (Pfeilerstaumauer) auf die Talsohle übertragen. Bei Bogenstaumauern wird die Kraft aus dem Wasserdruck über die Bogenwirkung in die Talflanken geleitet. Folglich sind alle Staumauern stets auf tragfähigem Fels zu gründen. Verwitterte Zonen sind in der Regel vorher zu entfernen. Staudämme werden als Erd- oder Steinschüttdämme ausgeführt. Sie wirken statisch allein aufgrund ihres Gewichts und übertragen die aus dem Wasserdruck resultierenden Kräfte über Reibung in den Untergrund. Staudämme können auf Fels und Lockergestein gegründet werden. Herausragende Beispiele für Staudämme und Staumauern:

– Erdschüttdamm Nurek (Tadschikistan): 300 m, – Erdschüttdamm Assuan (Ägypten): (Abb. 5.7, siehe auch folgende Tafel), – Gewichtsmauer Grand Dixence (Schweiz): 285 m (Abb. 5.8), – Bogenstaumauer Mauvoisin (Schweiz): 250 m, – Bogenstaumauer Contra (Schweiz): 220 m. Bei diesen großen Höhen wird in der Regel ein enormes Wasservolumen aufgestaut, teils etliche Milliarden Kubikmeter. Seismische Messungen haben ergeben, dass infolge des Gewichtes von vielen Milliarden Tonnen Wasser, das lokal auf die Erdkruste wirkt, Erdbeben in der Umgebung solch großer Talsperren nicht auszuschließen sind. RIS-Untersuchungen (Reservoir Induced Seismicity) werden seit Jahren am Nurek Damm durchgeführt. Von erhöhter Seismizität betroffen sind u. a. die Regionen am Hoover Damm in den USA, am Kariba Damm an der Grenze zwischen Simbabwe und Sambia und am Assuan Hochdamm in Ägypten [5.40], dessen Stauraum ein Volumen von 168 Mrd. m3 aufweist (Abb. 5.7). Ausführliche weiterführende Literatur zum Thema Erdbeben ist zu finden in den Publikationen des ICOLD (International Commission on Large Dams [5.26, 5.25]. In [5.48] werden die Inhalte kurz vorgestellt.

186

5

Talsperren

Abb. 5.7 Der zwischen 1960 und 1971 erbaute Assuan Hochdamm staut 2 den Nil zum riesigen Nassersee auf (Wasserfläche bei Vollstau: 5 250 km )

Fertigstellung der Betonblöcke zwischen 1953 und 1961

Abb. 5.8

Die höchste Staumauer der Welt, Grande Dixence, Schweiz

5.2 Topografie und Geologie

Tafel: Der Assuan-Stausee im Kreuzfeuer der Kritik Vom Assuan Stausee wurde in der Vergangenheit fast ausschließlich über negative Auswirkungen berichtet. Da es natürlich keinen Eingriff in ein Flusssystem ohne Nachteile gibt, ist es unbestritten, dass durch den Einstau des Nassersees viele Kulturgüter vor allem der Nubier für immer verloren gingen. Auch wirkte sich der Rückhalt der Schwebstoffe und Sande im See unterhalb der Talsperre negativ aus, der Nil tiefte sich bereichsweise ein, was die Stabilität der Flussböschungen gefährdete. Allerdings ist die viel zitierte Behauptung, dass durch den Einstau des Nassersees in den 1970er Jahren die Düngung des Niltales durch die jährliche Überschwemmung der Felder verloren gegangen wäre, schlichtweg durch die seit dem Beginn des 20. Jahrhunderts generell betriebene Grabenbewässerung in Niltal widerlegt. Zu dieser Zeit wurde der Nil mit mehreren Sperrbauwerken aufgestaut, das Nilwasser in große Kanäle wie zum Beispiel bei Assiut ausgeleitet und die Grabenbewässerung der Felder durchgeführt. Es ist in der internationalen Berichterstattung völlig untergegangen, dass der Assuansee Ende der 1980er Jahre das gesamte ägyptische Niltal vor der gleichen Überschwemmungskatastrophe bewahrte, wie sie den Sudan heimsuchte. Damals starben durch die Nil-Überschwemmungen oberstrom des Assuanseen im Sudan mehr als 20.000 Menschen; der Sachschaden war beträchtlich. Während dieser Zeit stieg der Wasserspiegel im Assuansee um über 15 m und die Hochwasserwelle aus dem Sudan konnte vollständig im See zurückgehalten werden. In den anschließenden Trockenjahren, in denen Millionen Menschen aus der Sahelzone fliehen mussten, um nicht zu verdursten und zu verhungern, konnte durch die Abgabe von Wasser aus dem Assuansee das ägyptische Niltal ausreichend bewässert und so die Ernährungsgrundlage für Ägypten gesichert werden (siehe Abb. 5.9 und Abb. 5.10). Weiterhin versorgen die Turbinen des Assuanstaudammes das Land zu einem beträchtlichen Anteil mit CO2- freier regenerativer Energie. Nach anfänglichen Problemen, die vor allem auf nicht oder nur zum Teil durchgeführte Begleitmaßnahmen wie z. B. Entwässerung der bewässerten Flächen oder Ufersicherung zurückzuführen waren, wäre heute die Lebensader Nil in Ägypten ohne den Bau des Assuanstaudammes bedroht; Überschwemmungskatastrophen und Hungersnöte vor allem im Nildelta wären die Konsequenzen.

187

188

5

Talsperren

Volumen in Mrd. m3

1964

Abb. 5.9

66

68

1970

72

74

76

78

1980

82

Abflussjahr

84

86

88

1990

92

94

96

Gespeichertes Volumen seit Fertigstellung des Assuan Dammes

Mittlere Abflüsse in Mio. m3 pro Tag

Abb. 5.10 Mittlere Abflüsse vor und nach dem Bau des Assuan-Dammes

5.2.2

Flussumleitung

Unter Flussumleitung bzw. Baustellenumleitung versteht man die Umleitung des Flusses oder Baches während der Bauzeit. Hierbei wird das Gewässer in einem Teil des ursprünglichen Flussbettes, in einem künstlichen Gerinne oder durch einen Stollen um die Sperrenstelle herumgeführt. Nur auf diese Weise kann die Baustelle während der Bauzeit trocken gehalten und die Baustelleneinrichtung sowie die bereits fertig gestellten Bauwerksteile geschützt werden. Abhängig von der Bauzeit und des möglichen Schadenspotenzials wird die Baustelle vor Abflüssen gesichert, die meist eine Jährlichkeit zwischen fünf bis 20 Jahren aufweisen. Es findet demnach ein Abwägungsprozess zwischen

5.2 Topografie und Geologie

189

Hochwasserrisiko und Kostenminimierung statt. Treten Hochwasser mit einer größeren als der gewählten Jährlichkeit auf, muss die Baustelle geflutet werden. Dabei entstehen zwar Schäden an den Bauwerksteilen, die behoben werden müssen, der Bau einer Umleitung für große Hochwasser ist jedoch meist unwirtschaftlich. Wenn sich ein Hochwasser ankündigt, welches die Baustelle zu überfluten droht, müssen alle Maschinen und Geräte rechtzeitig in Sicherheit gebracht werden. Bei kleinen Einzugsgebieten mit sehr kurzer Vorwarnzeit kann die dafür verfügbare Zeit kurz sein. Hier empfiehlt sich eine Auslegung der Bausetellenumleitung auf größere Hochwasserjährlichkeiten. Die gebräuchlichste Form der Flussumleitung besteht aus einer Kombination aus Fangedämmen und einem Umleitungsstollen (Abb. 5.11). Beim Bau von Staudämmen ist es unter Umständen möglich, die Fangedämme in die Sperrenkonstruktion zu integrieren [5.35].

G r u n d ris s

Umleitungsstollen Um l e it u n g s s t o lle n

Grundriss

A A

A’ A

F aFangedamm ngedam m

F aFangedamm ngedam m TTalsperre a ls p e rre

Schnitt A - A’ Einlaufbauwerk Einlaufbauwerk Arbeitsraum Arbeitsraum

Fangedamm Fangedamm

Talsperre Talsperre

Auslaufbauwerk Auslaufbauwerk Arbeitsraum Arbeitsraum

Fangedamm Fangedamm

Abb. 5.11 Grundriss und Schnitt durch eine Baustellenumleitung

190

5

Talsperren

Tafel: Schadensfälle bei Talsperren Die häufigsten Ursachen für das Versagen von Dämmen sind Überströmung und innere Erosion von Damm oder Untergrund. Bei Staumauern, die auf Fels gegründet werden, sind die Ursachen vielfältiger Natur. Die Fehleinschätzung der Geologie des Fels spielt eine dominierende Rolle bei den bekannten Schadensfällen. Durch den in den letzten Jahrzehnten fortentwickelten Standard in der Planung, beim Bau und vor allem auch der Überwachung von Talsperren kann man heute bei Beachtung der allgemein anerkannten Regeln der Technik den Bruch einer Talsperre nach menschlichem Ermessen ausschließen. Beim Bruch des Teton-Dammes 1976 in den USA (siehe Abb. 5.12 und Abb. 5.13) waren das Zusammenwirken der mangelhaften Abdichtung des Fels in der Dammaufstandsfläche zusammen mit dem erosionsanfälligen Dammschüttmaterial aus Schluff (Einheitsdamm, Höhe ca. 100 m) die Hauptgründe für die Katastrophe. In Abb. 5.13 ist die Chronologie des Versagens dargestellt. Vom ersten Feststellen von Wasseraustritten ca. 300 m unterhalb des Dammfußes am 3. Juni 1976 vergingen nur ganze zwei Tage, bis der Damm am 5. Juni 1976 um 11.50 Uhr brach und sich eine Flutwelle den Weg in das tief eingeschnittene Tal des Flusses bahnte. Die Warnung der Bevölkerung in dem etwa 15 km entfernten Ort konnte gegen 10.00 Uhr erfolgen; trotzdem waren 15 Tote und hoher Sachschaden zu beklagen. Die Bogenstaumauer von Malpasset, oberhalb der Ortschaft Fréjus in Südfrankreich gelegen, wurde 1954 mit einem Fassungsvermögen von 50 Mio. m³ erbaut. Am 2. Dezember 1959 füllten sintflutartige Regenfälle die Talsperre innerhalb kürzester Zeit. Nachts um 21.10 Uhr brach der Staudamm und eine 55 m hohe Flutwelle wälzte sich innerhalb von 20 Minuten auf die Ortschaft Fréjus zu. Es waren 361 Tote zu beklagen. Durch bei der Planung nicht erkannte geologische Besonderheiten hebelte der durch die Belastung der Gründungsfuge im Fels entstandene Porenwasserüberdruck die Bogenmauer regelrecht aus. In der doppelt gekrümmten 262 m hohen Bogenstaumauer Vajont in Norditalien waren am 9. Oktober 1963 etwa 150 Mio. m³ Wasser gespeichert. Am Abend dieses Tages rutschte der Nordhang des benachbarten Monte Toc mit über 300 Mio. m³ Gesteinsmassen in den Stausee. Eine bis zu 75 m hohe Flutwelle forderte im Piavetal in Longarone und Umgebung etwa 3.000 Menschenleben. Die Talsperre selbst hat diese Überlastung schadlos überstanden.

5.2 Topografie und Geologie

Sand

Sand Leckage

Schluff Schluff

Untergrundabdichtung

Abb. 5.12 Der Bruch des Teton-Dammes (USA) und die Ursache

Abb. 5.13 Zeitliche Abfolge des Versagens des Teton-Dammes

191

192

5

5.3

Talsperren

Staudämme

Bei Erd- und Steinschüttdämmen werden so weit wie möglich lokal vorhandene natürliche Materialien eingesetzt. Zusammen mit dem Vorkommen an geeigneten Schüttmaterialien bestimmen auch die klimatischen Verhältnisse die Dammkonstruktion. Im Gebirge ist bei häufigen Niederschlägen der Einbau eines mineralischen Dichtungskerns nur mit großen Unterbrechungen möglich, was die Bauzeit beträchtlich verlängern kann. Niederschläge führen immer wieder zu einem Wassergehalt, der weit über dem zulässigen Wert liegt (wopt + 2 %). Die Vorteile eines Staudammes sind mannigfaltig. Weltweit wurden daher über 80 % der Talsperren als Steinschüttdämme gebaut (Tabelle 5.3). Die wichtigsten Eigenschaften können wie folgt zusammengefasst werden:

– Staudämme können in beinahe allen Talformen und geologischen Gegebenheiten gebaut werden; – Durch Verwendung von weitgehend natürlichen Baustoffen müssen nur wenige Fremdstoffe wie Zement und evtl. Bitumen zur Baustelle gebracht werden; – Der Entwurf kann sich den örtlich vorhandenen Gegebenheiten sehr gut anpassen und somit technisch wie preislich optimiert werden; – Die Herstellung des Staudammes ist mit einem hohen Mechanisierungsgrad möglich; – Die Einheitspreise bei Erd- und Steinschüttdämmen haben sich in der Vergangenheit deutlich weniger erhöht als die für Massenbeton. Tabelle 5.3 Weltweit größte Staudämme – Stand 2006 Dammvolumen 6 [10 m³]

Name

Land

Jahr

Höhe [m]

Nurek

Tadschikistan

1980

300 m

Manuel M. Torres

Mexiko

1980

261 m

Tarbela

Pakistan

1976

122

Fort Peck

USA

1940

96

Atatürk

Türkei

1992

84

Assuan

Ägypten

1970

Speichervolumen 9 [10 m³]

162

5.3 Staudämme

5.3.1

193

Einteilung der Staudämme

Ein Staudamm wird aus natürlichem Material, das in der Nähe der Sperrenstelle gewonnen werden kann, nach erdbautechnischen Grundsätzen gebaut. Staudämme lassen sich im weitesten Sinn in Erd- oder Steinschüttdämme unterteilen. Kleinere Staudämme können als homogene Dämme geschüttet werden; das übliche Konstruktionsprinzip besteht jedoch aus einer dichten Kernzone mit beidseitigen Stützkörpern (Abb. 5.14). Als Erdschüttdamm bezeichnet man ein Absperrbauwerk, wenn der verdichtete Boden mehr als die Hälfte des Gesamtvolumens beträgt. Als Dichtungselemente kommen auch künstliche Dichtungselemente wie Erdbeton und Asphaltbeton in Frage. Querschnitte von üblichen Varianten des Erdschüttdammes sind Abb. 5.14 zu entnehmen. Ein Steinschüttdamm enthält ein Dichtungselement aus natürlichen Erdstoffen oder künstlichen Materialien (Beton, Erd- oder Asphaltbeton). Mindestens 50 % des Dammquerschnitts bestehen aus Kies oder Steinen zwischen 63 und 600 mm Korndurchmesser. Eine Übersicht über die wichtigsten Formen von Erd- und Steinschüttdämmen zeigt Abb. 5.14. Aufbau von Erdschüttdämmen

Dämme mit einer Unterscheidung in Stützkörper und Dichtungsbereich nennt man Zonendämme. Bei dauerhaft eingestauten Speicherbecken sind sie die Regel. Bei Dämmen geringer Höhe (H < etwa 20 m) ist es gelegentlich wirtschaftlicher, einen homogenen Damm zu schütten. Solche Dämme eignen sich besonders für zeitweise auftretenden Einstau (z. B. bei Hochwasserrückhaltebecken und Flussdeichen). Aufbau von Steinschüttdämmen

Steinschüttdämme sind immer Zonendämme. Eine Kerndichtung kann mit natürlichem oder künstlichem Material (Erd- oder Asphaltbeton) ausgeführt werden. Bei einer Abdichtung auf der wasserseitigen Böschung wird Asphaltbeton oder Beton (CFR-Dämme, siehe Abschnitt 5.3.8) verwendet.

194

5

Talsperren

Erdschütt- / Steinschüttdämme:

Steinschüttdämme:

Abb. 5.14 Prinzipskizzen verschiedener Typen von Erdschüttdämmen (oben) und Steinschüttdämmen

5.3 Staudämme

195

Homogene Dämme Bei homogenen Dämmen besteht annähernd der ganze Dammkörper aus einem einheitlichen, wenig durchlässigen Schüttmaterial (k ≤ 10-6 m/s). Wegen der fehlenden Innendichtung ergibt sich über den gesamten Querschnitt eine relativ hoch liegende Oberfläche der Sickerwasserströmung. Die Böschungsneigung sollte nicht steiler als 1 : 2,5 sein. Homogene Dämme sind dann besonders wirtschaftlich, wenn die Dammhöhe weniger als rund 20 Meter beträgt. Daher kommt diese Dammform im Allgemeinen bei temporärem Einstau zur Anwendung; z. B. als Absperrbauwerk eines Trockenbeckens (Hochwasserrückhaltebecken) oder als Flussdeich. Während des Einstaus wird der Dammkörper durchsickert. Der Dammfuß muss daher im Bereich möglicher Wasseraustritte an der luftseitigen Dammböschung besonders geschützt werden, z. B. durch eine flache Böschungsneigung, durch ein Dränageprisma oder auch durch Auflastfilter. Eine Alternative hierzu bietet der Einbau eines Kaminfilters in Dammmitte. Durch diese Dränage wird das durchströmende Wasser nach unten und in einem Filterteppich oder in Rigolen nach Unterstrom geleitet (Abb. 5.15).

a) mit Dränageprisma 1,5 - 3,5 1,0

b) mit Kaminfilter

Abb. 5.15 Homogene Dämme mit Dränageprisma oder Kaminfilter

196

5

Talsperren

Zonendämme Bei einem Zonendamm unterteilt sich der Dammaufbau in zwei oder mehrere Zonen mit jeweils unterschiedlichen Materialeigenschaften (Abb. 5.16). Der Erdkern im Inneren des Dammes übernimmt die Abdichtung des Dammes. Der Stützkörper im wasser- und luftseitigen Bereich kann wiederum in verschiedene Zonen eingeteilt sein. Zwischen Stützkörper und Kern sind filterstabile Übergangs- bzw. Dränagezonen anzuordnen. Die Schüttung von Kern und Stützkörper erfolgt gleichzeitig in horizontalen Schüttlagen von 30 bis 50 cm. Die Voraussetzung für diese häufig verwendete Bauweise ist, dass genügend natürliches Kernmaterial in ausreichender Dichtigkeit in der Nähe der Baustelle zur Verfügung steht (k ≤ 10-7 m/s).

Zone 2 Zone

Übergangs-/ Filter-/ Übergangs- / Dränageschicht Drainageschicht

2

2,5 - 3,5 2,5-3,5 Zone 3 Zone

3

Stützkörper Stützkörper

1,0 1,0 Kern Kern

Zone 1 1 Zone

Abb. 5.16 Zonendamm mit Dichtungskern (Prinzipskizze)

Regelquerschnitt eines Zonendammes

In Abb. 5.17 sind die wichtigsten Teile des Regelquerschnitts eines Zonendammes angegeben. Übergangszonen zwischen dem Kern und den Stützkörpern sind erforderlich, wenn sich die Durchlässigkeit der verschiedenen Zonen um den Faktor 100 bis 1000 unterscheidet. Um eine gute Verdichtung mit modernen Baumaschinen zu ermöglichen, ergeben sich Schichtdicken von mindestens 2 m. Im Allgemeinen gelten bindige Erdstoffe (Kern) bis zu einem hydraulischen Gradienten i ≤ 5 als in sich erosionsstabil. Daher kann bei einem Stützkörper aus Kies von der Einhaltung der Filterregeln abgewichen werden. Jedoch muss die erforderliche Filterkapazität – unter Berücksichtigung der natürlichen Ausbildung einer Übergangsschicht zwischen Kern und Stützkörper – durch eine ausreichende Dicke der Filterschicht (d ≥ 2 m) sichergestellt sein. Die Stärke dieser Schichten ergibt sich meist ohnehin aus bautechnischen Gründen (z. B. wegen der Breite der Verdichtungsfahrzeuge). Weiterhin sollen Übergangszonen große Steifigkeitsunterschiede zwischen dem Kern (ES ≈ 5 MPa) und den Stützkörpern (ES ≥ 100 MPa) ausgleichen.

5.3 Staudämme

197

Trotz zahlreicher Vorteile, die ein Kontrollgang mit sich bringen kann (siehe Abschnitt 5.3.10), ist anzumerken, dass die Anordnung eines Kontrollganges die Bauzeit maßgeblich (bis zu einem Jahr) verlängern kann, da mit den Schüttarbeiten erst begonnen werden kann, wenn dieses Betonbauwerk im Talbereich fertig gestellt ist. Ein Kontrollgang ist nur bei einer Gründung auf Fels zu empfehlen. Bei Staudämmen unter 100 m Höhe sind sie nicht zwingend notwendig und die Vorund Nachteile müssen bei der Planung sorgfältig abgewogen werden. Als Alternative zu einem Kontrollgang ist das Auffahren eines Stollens in Erwägung zu ziehen, der den Baufortschritt nicht behindert (siehe Abb. 5.17 unten). Von dort aus kann die notwendige Abdichtung des Fels zum Kern und in die Tiefe durch Injektionen vorgenommen werden. p 3,5 m

ZH

Freibord

Stützkörper Kontrollgang

3,5 m

Berme

Sickerwassermessung Kontaktinjektion Abdichtungsinjektion

Sickerwassermessung Abdichtungsinjektion Kontaktinjektionen

Injektionsstollen Abdichtungsinjektion

Abb. 5.17 Regelquerschnitt eines Zonendammes mit Kontrollgang (oben) und alternativ als Stollen (unten)

5.3.2

Dammbaustoffe

Jeder Damm ist ein Ingenieurbauwerk und muss als solches bemessen werden. Für die Bemessung sind die Materialeigenschaften des Dammschüttmateriales unerlässlich. Die Scherfestigkeit, Durchlässigkeit, Verformbarkeit sind dabei

198

5

Talsperren

die wesentlichen Parameter, die bekannt sein müssen. Beim Bau eines Zonendammes mit einer mineralischen Dichtung muss den Eigenschaften des Dammkerns eine besondere Bedeutung beigemessen werden. Nach der Festlegung der vorgesehenen Entnahmestellen für das Kernmaterial werden Proben für Laborversuche entnommen. Der zentrale Laborversuch ist dabei der Proctorversuch. Hier wird die mögliche Verdichtung des Schüttmaterials ermittelt, die mit einem vertretbaren bautechnischen Aufwand zu erzielen ist. Mit dem Proctorversuch, dessen Verdichtungsarbeit genormt ist, erhält man die, in Abhängigkeit vom Wassergehalt, erzielbare Dichte. Dieser – auch Proctordichte genannte – Materialkennwert ist nun Grundlage für die nachfolgenden Laborversuche zur Durchlässigkeit, Verformbarkeit und Scherfestigkeit. Nach Festlegung dieser Kennwerte wird anschließend in einem Feldversuch mit den auf der Baustelle vorgesehenen Verdichtungsgeräten die Anzahl der erforderlichen Überfahrten ermittelt. Aus dieser Probeschüttung werden wieder Bodenproben entnommen und das Ergebnis mit den im Labor erzielten Werten verglichen. Üblicherweise wird im Staudammbau eine Verdichtung des Materials im Kern von 98 % der einfachen Proctordichte verlangt. Bei der Überprüfung der Einbaudichte während des Schüttbetriebes ist es wichtig, sich über die Bezugsgröße Klarheit zu verschaffen. Nach den Erfahrungen hängt die Proctordichte in starkem Maße von der Kornverteilung des betreffenden Bodens ab. Geringe Änderungen im Schluff und Sandbereich ergeben eine deutliche Verschiebung des Bezugswertes aus dem Proctorversuch. Daher empfiehlt es sich, während der Baumaßnahme durch begleitende Laborversuche eine ausreichende Qualitätssicherung der Berechnungsannahmen für den Staudamm sicherzustellen. Von der möglichen Verdichtung des Schüttmaterials hängt maßgeblich die Einbauhöhe der Schüttlagen ab. Tabelle 5.4 gibt einige Anhaltsgrößen für verschiedenen Schüttmaterialien. Tabelle 5.4 Maximale Einbauhöhe abhängig vom Schüttmaterial Schüttmaterial

max. mögliche Einbauhöhe

Steine < 600 mm

1,0 m

Stützkörper

Kies

0,6 m

Sand

0,4 m

Filter- und Dränageschichten

Kies, Sand kFilter etwa 100 • kKern

0,4 m

Erdkern

Schluff, Ton

0,2 - 0,3 m

Zone

5.3 Staudämme

199

Abb. 5.18 Schüttung eines Zonendammes (Bildmitte: Dammkern mit seitlichen Filter- und Übergangsschichten). Kleines Bild: Verdichtung des Kerns mit Schaffußwalzen

Abschätzung der Durchlässigkeit der Dammbaustoffe

Die Grenze zwischen einem dichten und einem nicht mehr für einen Dichtungskern verwendbaren Dammschüttmaterial kann man näherungsweise nach der Kornverteilung beschreiben. Danach ist Schüttmaterial mit einem Anteil der Kornfraktion 0,06 mm > 20 % im Allgemeinen im Sinne der Dammbautechnik als dicht zu bezeichnen (k ” 10-8 m/s). Je gestreckter dabei die Kornverteilung ist, desto besser lässt sich der Boden verdichten und eignet sich für einen Dichtungskern. Ergibt sich für den Anteil der Kornfraktion 0,06 weniger als 10 %, so ist mit Sicherheit davon auszugehen, dass der Durchlässigkeitsbeiwert k • 10-7 m/s beträgt; dieses Material würde sich dann nur für einen Damm mit beschränkter Stauhöhe bis etwa 15 m eignen. 5.3.3

Böschung

Um Unterhaltungsmaßnahmen zu ermöglichen, werden bei Dämmen über 20 m Höhe Bermen angeordnet. Diese haben schon aus baubetrieblichen Gründen eine Breite von mindestens 2,00 m. Sollen die Bermen befahrbar sein, um Unterhaltungsmaßnahmen auch maschinell durchführen zu können, ist eine Breite von mindestens 3,50 m vorzusehen (vgl. Abb. 5.17).

200

5

Talsperren

Auch wasserseitig werden mitunter Bermen angeordnet. Dies geschieht meist dann, wenn über längere Betriebszeiten der Wasserspiegel im Stausee abgesenkt ist. Dann bietet eine Berme die Möglichkeit, auch die Wasserseite des Dammes optisch aus größerer Nähe zu inspizieren und den Steinwurf zu ergänzen. Steine schützen die Wasserseite vor mechanischen Angriffen durch Wellen. Es wird unterschieden zwischen einem Steinwurf (Blockwurf) und einem Steinsatz. Während beim Steinwurf die Steine vom LKW abgekippt werden und nur grob mit einem Bagger verteilt werden, wird bei einem Steinsatz jeder Stein von einem Greifer genau platziert und festgedrückt. Dies hat nicht nur eine bessere optische Wirkung zur Folge, es lassen sich so auch größere Steine als Abdeckung der Böschung verwenden (Abb. 5.19). Einen Überblick über die verschiedenen Wasserbausteinklassen gibt Tabelle 5.5.

Tabelle 5.5 Böschungsgestaltung Wasserseite (siehe Tabelle 4.3, TLW 1997 und TLW 2003) Steinwurf (Blockwurf) oder Steinsatz

Wasserbausteinklassen: (D = größter messbarer Durchmesser in [cm])

V: IV: III: II: I: 0:

D D D D D D

= = = = = =

35 20 15 10 10 5

– 100 – 60 – 45 – 30 – 20 – 15

Um ein Ausspülen bei häufiger und schneller Absenkung zu verhindern, ist es erforderlich, bei Dämmen mit Schluff- und Tonanteilen zwischen Stützkörper und Böschungsschutz eine zusätzliche Filterschicht anzuordnen.

5.3 Staudämme

201

Abb. 5.19 Steinsatz zum Schutz der Böschung vor Beschädigung

5.3.4

Ausbildung der Krone

Einen Regelquerschnitt durch den Bereich der Dammkrone zeigt Abb. 5.20. Die Breite der Krone ist abhängig von der Höhe des Dammes. Einen Anhalt hierzu gibt Abb. 5.21.

Abb. 5.20 Regelaufbau einer Dammkrone bei einer Erdkerndichtung

202

5

150

Talsperren

Dammhöhe

100

50 Bereich der empfohlenen Dammkronenbreite 0

0

4

8

12

16

20

24

Abb. 5.21 Dammkronenbreite in Abhängigkeit von der Dammhöhe ]

5.3.5

Übergangs-, Dränage- und Filterschichten

Der Dammaufbau eines Zonendammes weist je nach Bereich (wasserseitiger Stützkörper, Dichtungskern, luftseitiger Stützkörper) sehr unterschiedliche Durchlässigkeiten und Texturen auf. Daher müssen immer dann, wenn verschiedene Böden aneinandergrenzen, Übergangsschichten zwischen ihnen eingebaut werden. Grundsätzlich erfüllen diese Zwischenschichten drei Aufgaben gleichzeitig, daher sind sie Übergangs-, Dränage- und Filterschicht in einem:

– Filter: die Schichten sorgen für einen filterstabilen Aufbau des Dammes, – Dränage: sie „ziehen“ luftseitig des Kerns die Sickerlinie herunter und verbessern dadurch die Dammstatik, – Übergang: sie dienen als Übergangsschicht zwischen Zonen unterschiedlicher Steifigkeit, die zu Spannungen führen können und helfen damit unterschiedliche Setzungen auszugleichen. Filterschichten werden notwendig, wenn sich die Durchlässigkeit der verschiedenen Zonen um mehr als den Faktor 100 unterscheiden. In diesem Fall ist nach der jeweils anzuwendenden Filterregel die Filterstabilität zu prüfen. Es gibt eine Vielzahl von Filterregeln, die sich meist auf besondere Randbedingungen beziehen. Bewährt hat sich dabei die relativ einfache und klare Regel nach Terzaghi (Abb. 5.23). Für bindige Böden siehe [5.41]. Eine sehr ausführliche Beschreibung der einzelnen Phasen der Bodendeformation (Erosionsbeginn, Erosionsentwicklung, Erosionsfortschritt) findet sich in [5.37].

5.3 Staudämme

203

Neben einer Filterschicht kann bei einem Zonendamm auch eine Übergangsschicht notwendig werden, um zu große Unterschiede in der Verformung der einzelnen Zonen auszugleichen. Unbeschadet einer fehlenden Einhaltung der Filterregel ist es bei einem Felsschüttdamm nicht zulässig, relativ verformbares Kernmaterial (E = 5 MPa) unmittelbar neben einer Felsschüttung mit einem E-Modul von 500 MPa einzubauen. In diesem Fall würde sich durch die unvermeidbaren, großen Relativsetzungen des Kernmaterials im Vergleich zur Felsschüttung der Kern an der Berandung der Felsschüttung durch die vorhandene Mantelreibung „aufhängen“. Die Folge davon wäre die Abnahme der Vertikalspannung im Kern, die dann deutlich unter der Überlagerungsspannung liegen würde. Im Extremfall können so die Spannungen im Kern unter den dort herrschenden Wasserdruck absinken; damit wäre die Gefahr des Aufreißens des Dichtungskernes, dem sogenannten hydraulic fracturing gegeben. Es kann vor allem bei Staudämmen über 100 m Höhe notwendig werden, mehrere Filter- und Übergangsschichten anzuordnen. Dabei kann eine Filterschicht auch die Funktion der Übergangsschicht übernehmen (Abb. 5.20). An den mittig gelegenen Kern der Brombachtalsperre (siehe Abb. 5.22) schließt luftseitig ein 2,5 m breiter Filter an. Der deutlich überdimensionierte Filter wurde notwendig, da die Filtergesetze nicht eingehalten werden konnten. In diesem Fall kann sich im Filter eine zusätzliche Übergangsschicht ausbilden; die notwendige Dränagefunktion des dann noch verbleibenden Filters bleibt erhalten.

Abb. 5.22 Brombach-Hauptsperre: Schüttung des Dammes

204

5

Talsperren

Nachweis der Filterstabilität Es gibt eine Vielzahl von Filterkriterien zur Überprüfung der Filterstabilität zwischen den verschiedenen Schichten des Dammaufbaus, z. B. zwischen Kern und Stützkörper. Beispiele sind die Filterregeln nach Sichardt [5.42], Karpoff [5.45] und Zweck und Davidenkoff [5.50]. Sie werden je nach Kornverteilung des zu filternden Bodens und des zur Verfügung stehenden Filtermaterials angewendet. Häufige Verwendung findet die Filterregel nach Karl von Terzaghi, dem Begründer der modernen Bodenmechanik [5.47]. Sie besteht aus einer Erosions- und einer Durchlässigkeitsregel. Es sind insgesamt drei Bedingungen zu erfüllen (d = Durchmesser der feineren Schicht, D = Durchmesser der gröberen Schicht, siehe Abb. 5.23):

– Bei der geometrischen Sperrbedingung ist nachzuweisen, dass D15 / d85 < 4. Dieses Kriterium gewährleistet eine ausreichende Sperrwirkung (Sicherheit gegenüber Kontakterosion); – Für die Gewährleistung des Durchflusses muss gelten D15 / d15 > 4. Damit ist eine gute Dränagewirkung sichergestellt; – Die Kornverteilung der feineren Schicht (d) muss etwa parallel zu der Kornverteilung der gröberen Schicht (D) verlaufen, d. h. die beiden Kornverteilungen sind affin; Schwierigkeiten bereitet in der Dammbaupraxis oft die dritte geometrische Bedingung, die die Ähnlichkeit der Kornverteilungskurven von Basisstoff (D) und Filterstoff (d) fordert. Die Herstellung eines „künstlichen“ Filtermaterials durch das Zusammenmischen verschiedener Zuschlagsstoffe kann sehr teuer werden. Man kann sich dann unter Umständen durch eine deutliche Überdimensionierung der Filterdicke behelfen. Meist ist es schon allein aus baubetrieblichen Gründen angezeigt, die Filterschicht mit einer Mindestdicke von etwa 2 m einzubauen (große Verdichtungsgeräte). In diesem Fall kann man davon ausgehen, dass – wenn überhaupt Erosion im Kern auftritt – Feinstteile in die wasserseitig gelegene Randzone des Filters eingespült werden. Dadurch kann sich ein natürlicher „Filter im Filter“ aufbauen, der den örtlichen Notwendigkeiten am besten entspricht. Der verbleibende Dränagebereich ist für die notwendige Entwässerung ausreichend. Ist allerdings der Filter zu grob, nutzt eine große Dicke allein nicht. Meist streuen die Kornverteilungskurven des Basisstoffes deutlich. In diesem Fall empfiehlt es sich, extreme Abweichungen nach oben und unten herauszunehmen und für die verbleibenden Körnungsbänder eine repräsentative Verteilung zu suchen. Diese kann dann Grundlage für die Ermittlung der Kornverteilung des Filtermateriales sein. Für die Bauausführung ist es dabei unerlässlich, einen beim Einbau zulässigen realistischen Streubereich anzugeben.

5.3 Staudämme

205

Abb. 5.23 Nachweis der Filterstabilität nach Terzaghi [5.45]

5.3.6

Abdichtung von Dämmen

Der Aufbau eines Dammquerschnitts hängt im wesentlichen ab von vorgesehener Dammhöhe und Dammvolumen, Wirtschaftlichkeit der Materialgewinnung, geologischen, topographischen und klimatischen Verhältnissen, Baubetrieb (auch maschinelle Ausrüstung), Zweck und Betrieb der Anlage sowie Sicherheitsansprüchen. Innen liegende Dichtung aus natürlichem Material Steht ausreichend natürliches Dichtungsmaterial in wirtschaftlicher Nähe zur Verfügung, kann eine Kerndichtung aus lehmigem Boden geschüttet werden (Abb. 5.24). Eine solche Erdkerndichtung ist die häufigste Dichtungsart bei Staudämmen. Die Breite des Kerns in der Aufstandsfläche hängt von der Dichtigkeit des verfügbaren Materials ab. Bei kleinen Durchlässigkeiten von rund k = 10-7 m/s reicht eine Breite des Kernfußes von etwa einem Drittel der Dammhöhe. Der Kern verjüngt sich nach oben, bis er im Kronenbereich noch 6 bis 8 m breit ist. Bei weniger durchlässigem Lehm (k = 108 m/s) ist auch ein schmalerer Kern möglich. Mitunter wird der Erdkern auch schräg eingebaut (Abb. 5.25). Ein solcher, geneigter Kern weist eine günstigere statische Beanspruchung auf, da der nun größere luftseitige Stützkörper zur Lastabtragung angesetzt werden kann. Darüber hinaus sind in diesem Fall auch wasserempfindliche Schüttmaterialien für den luftseitigen Stützkörper verwendbar.

206

5

Talsperren

Der Nachteil eines geneigten Kerns liegt in der größeren Scherbeanspruchungen im Dichtungskern; die maßgebenden wasserseitigen Gleitkreise verlaufen in weiten Bereichen durch den Kern.

Erdkern

Übergangs- / Übergangs-/ Dränageschicht Drainageschicht 1,6 - 2,0 1,6-2,0 1,0 1,0

Abb. 5.24 Zonendamm mit vertikalem Kern

Übergangsschicht Übergangsschicht Erdkern

Übergangs- / Übergangs-/ Dränageschicht Drainageschicht 1,6 - 2,0 1,6-2,0 1,0 1,0

Abb. 5.25 Zonendamm mit geneigtem Kern

Bei nicht ausreichender Dichtigkeit des vorhandenen Kernmaterials kann eine Dichtungswand aus Erdbeton in den Dichtungskern eingebaut oder das Kernmaterial durch Einfräsen von Tonmehl vergütet werden. Bei der Trinkwassertalsperre Frauenau im Bayerischen Wald z. B. wurde die Innendichtung aus natürlichen Erdstoffen hergestellt (Abb. 5.26). Der steinige Lehm wurde im Stauraum gewonnen und war zum Teil spröde und heterogen. Daher wurde der Kern zusätzlich mit einer 60 cm dicken Dichtungswand aus Erdbeton verstärkt (85 % Sand mit ein Sechstel Schluffanteil, 10 % Tonmehl und 5 % Zement). Luftseitig der Erdbetonwand wurde zusätzlich ein Filtervlies eingelegt, um die Erosionssicherheit zu erhöhen [5.45]. Die Erdbetonwand wurde in Abschnitten von jeweils 1,25 m Tiefe vom jeweiligen Planum der Dammschüttung hergestellt. Der Herstellungsvorgang entspricht der Erdbetonwand beim Wadi-Hawasinah-Damm im Sultanat von Oman (siehe Abb. 9.20). Ein Beispiel für eine durch Tonmehl eingefräste vergütete Kerndichtung ist der Hauptdamm des Brombachspeichers (Abb. 5.46).

5.3 Staudämme

207

Abb. 5.26 Mit einer 60 cm dicken Dichtungswand aus Erdbeton zusätzlich vergüteter Kern bei der Trinkwassertalsperre Frauenau

Innen liegende Dichtung aus Asphaltbeton Steht natürliches Dichtungsmaterial nicht in ausreichender Menge in der Nähe einer Dammbaustelle zur Verfügung, lassen sich Dämme mit Hilfe künstlicher Stoffe abdichten. Dies gilt auch bei ungünstigen klimatischen Verhältnissen, z. B. im Hochgebirge, wo wegen hoher Feuchtigkeit und häufiger Niederschläge natürliche Materialien weniger geeignet sind. In der Regel verwendet man dann als Dichtungsmaterial Beton oder Asphaltbeton. Die Möglichkeit der Abdichtung mit Hilfe von Beton wird in einem späteren Abschnitt beschrieben (CFR-Dämme). Hier wird zunächst die Abdichtung mit Hilfe von Asphaltbeton vorgestellt. Asphaltbeton ist ein Gemisch aus Bitumen (6 - 8 %) und Mineralstoffen und hat einen Porengehalt von weniger als 3 %. Daher kann Asphaltbeton bei fachgerechtem Einbau und ausreichender Dicke praktisch undurchlässig hergestellt werden. Es genügt in der Regel eine Stärke der Dichtungsebene von weniger als einem Meter (60 bis 80 cm), weshalb man auch von einer Membrandichtung spricht. Die zu wählende Dicke ist abhängig von der Höhe des Dammes. Als Faustformel gilt, dass die Dicke etwa ein Hundertstel der Dammhöhe beträgt. Aus Gründen des maschinellen Einbaus muss jedoch eine Mindestdicke von 60 cm vorgesehen werden, obwohl dies in den oberen Bereichen eines Dammes für die Abdichtungswirkung nicht nötig wäre. Auf beiden Seiten der Dichtung wird eine Übergangs- bzw. Drainageschicht von 0,60 - 0,80 m eingebracht, um die Membran während des Einbaus

208

5

Talsperren

verdichten zu können, vor Beschädigung zu schützen und eventuelle Leckagen besser zu orten (Abb. 5.27).

Asphaltbetonkern

Übergangs- / Übergangs-/ Dränageschicht Drainageschicht 1,6 - 2,0 1,6-2,0 1,0 1,0

Abb. 5.27 Kerndichtung aus Asphaltbeton

Der Einbau einer Asphaltbetondichtung im Kern eines Dammes hat gegenüber einer Oberflächendichtung einige Vorteile. So ist sie nach Fertigstellung gegen äußere Einflüsse gut geschützt. Eine mechanische Zerstörung ist nicht möglich, und auch Witterungseinflüsse wie Sonneneinstrahlung, hohe und niedrige Temperaturen sowie Eisbildung, haben keinen Einfluss auf die Dauerhaftigkeit. Die auf der Luftseite angeordnete Dränagezone erlaubt eine gute Kontrollmöglichkeit der Wirksamkeit der Dichtung. Bei hohen Ansprüchen an die Dichtigkeit muss die Membrandichtung immer als Alternative zur natürlichen Kerndichtung mit in Betracht gezogen werden. Der Anschluss an die Untergrundabdichtung erfolgt mit Hilfe einer Herdmauer oder eines Kontrollganges. In Abschnitt 5.3.9 wird auf diese Bauwerkselemente näher eingegangen. Außen liegende Dichtung aus Asphaltbeton Asphaltbeton lässt sich auch als Oberflächendichtung ausbilden (Abb. 5.28). Die ersten bituminösen Abdichtungen von Speicherbecken wurden Mitte des vorigen Jahrhunderts vorgenommen. Die Mischgutherstellung und die Einbautechnik waren damals freilich noch nicht optimiert und es fehlte an den heute üblichen aufeinander abgestimmten Geräten und Einbaumaschinen. Die in einem halben Jahrhundert auf die Dichtung wirkenden äußeren klimatischen und mechanischen Einwirkungen sind der Grund, warum heute zahlreiche bituminöse Oberflächendichtungen eine Nachsorge oder Erneuerung der Dichtungsoberfläche erfordern. Die Entwicklungsarbeit in den zurückliegenden 50 Jahren führte jedoch dazu, dass die heute modernen bautechnischen Verfahren den hohen Anforderungen an eine dauerhafte und robuste Dichtung Rechnung tragen können.

5.3 Staudämme

209

Moderne computergesteuerte Brückenfertiger erlauben heute die kontinuierliche Herstellung von Oberflächendichtungen mit veränderlichen Radien und Neigungen ohne die früher üblichen Nähte zwischen den einzelnen senkrecht eingebauten Bahnen. Daraus haben sich in den letzten Jahren wirtschaftliche und technische Vorzüge ergeben.

Asphaltbetonoberflächendichtung Herdmauer / Kontrollgang

1,6 - 2,0 1,6-2,0 1,0 1,0

Abb. 5.28 Oberflächendichtung aus Asphaltbeton

5.3.7

Pumpspeicherbecken

Insbesondere bei Oberbecken von Pumpspeicheranlagen hat sich Asphaltbeton weltweit durchgesetzt. Trotz täglich zum Teil mehrmaligem Wechsel zwischen Einstau und Entleerung des Beckens und den damit verbundenen intensiven klimatischen Einwirkungen, erfüllen die Dichtungen ihre Anforderungen über viele Jahrzehnte. Auch die aus dem wechselnden Einstau eines Oberbeckens resultierenden Verformungen des Untergrundes nimmt die Dichtung infolge ihrer Flexibilität gut auf. Weitere Vorteile einer Oberflächendichtung aus Asphaltbeton sind:

– Ein Einbau von wasserempfindlichen Schüttmaterialien ist im gesamten Stützkörper möglich; – Durch zusätzliche Auflast aus dem Wasserdruck erfolgt eine günstige Einleitung der Wasserdruckkräfte auf den Stützkörper; – Eine häufige und auch schnelle Absenkung des Wasserspiegels ist problemlos möglich; – Die Dammschüttung und der Dichtungseinbau sind zeitlich getrennt; – Bei notwendigen Reparaturarbeiten besteht eine gute Zugänglichkeit der Oberflächendichtung. Da Oberbecken von Pumpspeicheranlagen häufig auf einem Hochplateau angeordnet sind (Abb. 5.29), fallen mögliche Beeinträchtigung des Landschaftsbildes beim Absenken des Staus in der Regel nicht ins Gewicht.

210

5

Talsperren

Abb. 5.29 Oberbecken des Pumpspeicherkraftwerks Vianden im Großherzogtum Luxemburg [5.44]

Den Regelaufbau einer Asphaltbeton-Oberflächendichtung mit Dränschicht zeigt Abb. 5.30. Muss die Dichtung nicht kontrollierbar ausgeführt werden, kann die Dränschicht entfallen. Dies gilt dann folgerichtig auch für die untere Lage Asphaltbeton.

Dicke ca. 30 bis 40 cm

Mastixversiegelung 0,2 - 0,4 cm - Mastixversiegelung 0,2Asphaltbeton ÷ 0,4 cm einlagig ≤ 10 cm - Asphaltbeton, bituminierte Dränschicht 5 - 15 cm einlagig ≤ 10 cm Asphaltbeton 3 - 8 cm - Bituminierte Dränschicht, Binderschicht 5 - 15 cm 5 ÷bituminierte 15 cm A h ltb t 3 8

Abb. 5.30 Dichtung mit Dränschicht (kontrollierbare Dichtung)

5.3 Staudämme

5.3.8

211

Concrete Faced Rockfill Dams (CFRD)

Der Stützkörper eines CFR-Dammes besteht aus einem Felstrümmerdamm (rockfill dam). Die Oberflächenabdichtung wird als Betonschicht ausgeführt, die lediglich eine Rissebewehrung erhält, d. h. keine statische Bewehrung beinhaltet. Der Anschluss der Betonfläche an die Untergrundabdichtung erfolgt mit Hilfe einer Herdmauer aus Beton. Einen typischen Schnitt durch einen CFR-Damm zeigt folgende Abb. 5.31.

1a 1b 2a 2b 3a 3b 3c 4

Fein- und Mittelsand (kohäsionslos) Sand mit Schluffanteilen Feinkies (zementiert) Kies mit Feinkiesanteil (Sauberkeitsschicht) ausgesuchte kleine Steine, gleiche Schichtdicke wie Zone 2 Schüttmaterial in ca. 0,8 - 1,0 m dicken Lagen eingebaut Schüttmaterial in ca. 1,6 - 2,0 m dicken Lagen eingebaut luftseitiger Böschungsabschluss (z. B. Steinsatz)

Abb. 5.31 Regelquerschnitt und prinzipieller Aufbau eines CFR-Dammes

Ein CFR-Damm weist eine Reihe von Vorteilen auf:

– steile Dammböschungen und dadurch geringes Volumen (bei guter Qualität der Felsschüttung liegen die wasser- und luftseitigen Böschungsneigungen im Bereich von 1 : 1,3 bis 1 : 1,6). Die Steinschüttung weist einen hohen Scherwiderstand auf, – auftretende Undichtigkeit führt nicht sofort zur Beeinträchtigung der Dammstabilität (die Stabilität der gegliederten Steinschüttung mit zunehmender Durchlässigkeit von Wasser- zu Luftseite wird bei Durchströmung nicht beeinflusst), – wegen des sehr durchlässigen Schüttmaterials spielen Aspekte des Auftriebs und des Porenwasserdrucks praktisch keine Rolle,

212

5

Talsperren

– der ober- und unterstromige Fangedamm kann in die Dammkonstruktion eingebunden werden.

Abb. 5.32 Bau des CFR-Dammes Quebra Queixo in Brasilien, April 2002 Dammschüttung läuft voraus, gefolgt von der Betonoberflächendichtung

Besondere Sorgfalt ist bei der Gründung der Herdmauer bzw. eines eventuell vorgesehenen Kontrollganges erforderlich (siehe Abschnitt 5.3.10). Diese Betonkonstruktionen sind auf gesundem Fels zu gründen. Die Herdmauer dient sowohl als Injektionswiderlager für die Untergrundabdichtung als auch als Anschluss für die Oberflächendichtung. Die Dimensionierung der Betonplattendicke d [m] kann nach folgender empirischer Formel vorgenommen werden (H ist hier die Wassertiefe in Metern):

d = 0,3 + 0,002 ⋅ H

(5.1)

Das Betonieren der Oberflächenabdichtung erfolgt in Streifen von mehreren Metern (bis zu 15 m) vom Dammfuß nach oben (Abb. 5.33). Die erforderliche Gleitschalung wird hierbei von der Dammkrone von Winden nach oben gezogen. Die vertikalen Betonierfugen müssen mit Hilfe von Fugenbändern abgedichtet werden. Mögliche Materialien für die Fugenbänder sind Kupfer, Sperrholz, Neopren, Gummi und Harze. Fugenbänder werden auch bei der Umlauffuge eingebaut. Horizontale Fugen können in der Regel vermieden werden.

5.3 Staudämme

213

Mauerkrone

Herdmauer vertikale Dehnfuge Umlauffuge

Anschlussplatten Betonierabschnitte der Oberflächendichtung

Abb. 5.33 Betonierabschnitte und Anordnung der Fugen bei CFR-Dämmen

Auf Grund ihrer wirtschaftlichen und technischen Vorteile werden heute in vielen Ländern der Welt CFR-Dämme gebaut (Tabelle 5.6). In Shibuya (China) wird gerade an einem über 200 m hohen Damm gebaut. Zwei Drittel der Dammhöhe sind bereits erreicht. Die Anwendung dieser Bauform wird voraussichtlich auch in Zukunft weiter zunehmen. Vorzuziehen ist bei CFRDämmen in der Regel die Möglichkeit einer Gründung auf Fels. Allerdings werden auch Dämme auf Alluvionen geschüttet, z. B. der im Bau befindliche Merowe-Damm im Sudan, der 2008 fertiggestellt sein soll. Dort stellt eine plastic concrete cuttoff wall (Schlitzwand mit hohem Anteil an Bentonit) die Verbindung zur Beton-Oberflächendichtung her und dichtet den Untergrund im Bereich des Lockerbodens ab. Ausführliche Informationen zur Konstruktion von CFR-Dämmen und die bisherigen Erfahrungen mit ihnen sind u. a. in den zahlreichen Publikationen von James Barry Cooke [5.11, 5.9, 5.10, 5.8] und Bayardo Materon [5.33, 5.34] zu finden. Besonderheiten bei der Erstellung von CFRDs siehe auch [5.22].

Tabelle 5.6 Herausragende Beispiele in CFR-Bauweise Name

Land

Höhe [m]

Bemerkungen

Aguamilpa

Mexiko

187

höchster CFR-Damm weltweit

Tiangshengqiao

China

180

höchster Steinschüttdamm Asiens

Foz de Areia

Brasilien

160

höchster CFR-Damm in Brasilien

Messochora

Griechenland

150

höchster Damm Europas

214

5

5.3.9

Talsperren

Gründung von Dämmen

Dammkonstruktionen sind relativ unempfindlich gegen Setzungen des Untergrundes. Grundsätzlich können Dämme daher auf Lockergestein gegründet werden. Nach Möglichkeit sollten jedoch stark setzungsempfindliche Schichten mit geringer Scherfestigkeit oder Verflüssigungseigenschaften ausgetauscht werden. Allerdings darf im Untergrund der zulässige hydraulische Gradient bei fehlender Untergrundabdichtung nur relativ geringe Größen annehmen (Abb. 5.34). In aller Regel ist eine Untergrundabdichtung erforderlich.

HW D Bedingung: gültig für:

B iK = HW / B < zul. i D ≤ 0,5 B

Boden

zul. i

dichter Ton

0,40

schluffiger Ton

0,20

Feinsand

0,12

Mittelsand

0,15

Grobsand, Kies

0,25

Abb. 5.34 Anhaltswerte für hydraulische Gradienten des Untergrundes, nach [5.6]

Der Bereich der Dichtung soll – wenn möglich – auf Fels gegründet werden. Ist dies realisierbar, empfiehlt sich bei Dammhöhen von über 60 m als Übergangskonstruktion zwischen Dichtung und Felsuntergrund ein Kontrollgang (siehe 5.3.10) Dieser stellt die Verbindung zwischen dem Dichtungskern und der Untergrundabdichtung (z. B. Injektion) her und kann auch die Messinstrumente zur Dammüberwachung – v. a. für die Messung des Sickerwassers des Dichtungskerns – aufnehmen. Üblicherweise wird die Abdichtungsinjektion vom Kontrollgang aus nach einer Mindestüberschüttung durchgeführt. Darüber hinaus können von ihm aus eventuell nötige Nachinjektionen des Untergrunds vorgenommen werden. Aus Gründen des Bauablaufs kann es auch günstig sein, eine Felsinjektion von einem bergmännisch aufgefahrenen Injektionsstollen auszuführen. In diesem Fall kann der Kontrollgang entfallen (siehe Abb. 5.17). Ist der Felshorizont zu weit entfernt, muss der Bereich zwischen Dammaufstandsfläche und Fels – am zweckmäßigsten mit einer Schlitzwand – abgedichtet werden. Notwendige Felsinjektionen können von der Dammaufstandsfläche oder von einem Injektionsstollen ausgeführt werden. Ist der Fels fräsbar, so können Überlagerungsboden und Fels in einem Arbeitsgang mit einer Schlitzwandfräse (bis etwa 100 m Tiefe) abgedichtet werden.

5.3 Staudämme

5.3.10

215

Kontrollgänge bei Staudämmen

In aller Regel sollen Kontrollgänge nur ausgeführt werden, wenn eine Gründung auf Fels möglich ist. Dann bieten diese allerdings eine Reihe von bautechnischen und betrieblichen Vorteilen:

– Anzeige von Leckagewasser im Kontrollgang und dadurch wirksame Kontrolle des Dichtungselementes; – Möglichkeit der Kontrolle des Druckabbaus im Kern und im Bereich der Untergrundabdichtung durch Anordnung von Piezometern vom Kontrollgang aus; – eventuell notwendige Nachinjektionen bei unzureichender Untergrundabdichtung sind problemlos vom Kontrollgang aus möglich. Die Möglichkeit der Nachinjektion gestattet es, ein zeitlich abgestuftes Injektionsprogramm zu planen. Ausgehend von einem minimalen Verpressprogramm lässt sich auf Grund der Erkenntnisse aus dem Probestau die Notwendigkeit weiterer Injektionen leicht überprüfen. Sind Nachinjektionen geplant oder zu vermuten, müssen die Innenmaße eines Kontrollganges über eine ausreichende Größe verfügen. Nur so können die Injektionsgeräte problemlos aufgestellt werden. In der Regel sollten Kontrollgänge eine Höhe von 2,50 bis 3,00 m haben und eine Breite von 2,20 bis 2,50 m. Bei den Wanddicken sind 1,00 bis 1,50 m üblich. Bei einer Asphaltbeton-Kerndichtung ergibt sich die erforderliche Dicke aus der Aufstandsbreite der Dichtung. Die Dichtung liegt in der Regel zentrisch auf der wasserseitigen Wand des Kontrollganges (Abb. 5.37). Beim Betonieren eines Kontrollganges werden Querfugen angeordnet, um Längsrisse zu vermeiden (Abb. 5.36). Die einzelnen, 5 bis 10 m langen Blöcke werden mit Hilfe von Fugenbändern gegen den Wasserdruck abgedichtet. Diese Dichtungsbänder binden bei Dämmen mit einer Membrandichtung aus Asphaltbeton in diese ein (Abb. 5.37 und Abb. 5.38).

216

5

Talsperren

Abb. 5.35 Herstellung des Kontrollgangs an der Brombach-Hauptsperre [5.1]

Abb. 5.36 Dreidimensionale Darstellung eines Staudammes mit Kerndichtung und Kontrollgang, nach [5.45]

5.3 Staudämme

1 2 3 4 5 6

Asphaltbetondichtung Kontrollgang Oberwasser-Übergangszone Unterwasser-Übergangszone Alluvionen Fels

7 8 9 10 11 12

217

Blockfugenband Arbeitsfugenband kontrollierter Ablauf für Sickerwasser Ablaufrinne Querschott Mastix

Abb. 5.37 Kontrollgang bei Asphaltbeton-Kerndichtung [5.21]

5.3.11

Standsicherheitsnachweise

Um die dauerhafte Stabilität eines Dammes zu gewährleisten, sind verschiedene statische und hydraulische Standsicherheitsnachweise zu führen. Abb. 5.39 zeigt die Lage von kritischen Gleitkreisen, wie sie sich bei unterschiedlichen Randbedingungen ergeben können. Beim Entwurf eines Staudammes müssen auch die möglichen Verformungen der unterschiedlichen Konstruktionsteile abgeschätzt werden. Berechnungen nach der Methode der Finiten Elemente (FEM) sind hier vor allem zur Abschätzung des Einflusses verschiedener Annahmen für die Bodenkennwerte hilfreich. Hierdurch können Schwachstellen rechtzeitig erkannt werden. Die Standsicherheit von Böschungen wird in den meisten Verfahren durch angenommene Gleitkreise untersucht. Die Gleitflächen sind dabei Kreiszylinderflächen. Die Berechnung besteht in der Ermittlung der Sicherheit für verschiedene angenommene Gleitkreise. Maßgebend ist der Kreis, bei dem die Böschung die kleinste Sicherheit aufweist. Berechnungsgrundlagen und gebräuchliche Berechnungsverfahren zur Ermittlung der Standsicherheit längs

218

5

Talsperren

kreiszylindrischer Gleitflächen, sowie Angaben über die zweckmäßige Erfassung der Wasserkräfte, sind in der DIN 4084 (Juli 1981) „Gelände- und Böschungsbruchberechnungen“ enthalten (siehe auch E DIN 4084, Entwurf November 2002 „Baugrund - Geländebruchberechnungen“).

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Oberflächendichtung aus Asphaltbeton Kontrollgang obere Lage Asphaltbeton 4 ÷ 5 cm bituminierter Dränschotter 8 cm untere Lage Asphaltbeton 4 cm Binderschicht 5cm Asphaltbetonkeil Schutzschicht aus Asphaltbeton 5 cm Talauffüllung oder Hangschutt Fels

11 12 13 14 15 16 17 18 19 20

Blockfugenband mit Felsbindung Arbeitsfugenband Kontrolle des Sickerwassers Rohrnische Ablaufrinne Sohlbeton Aufbeton (Stufen) Untergrundinjektion Sickerwasserkontrolle Mastixverguss und Fugenanstrich

Abb. 5.38 Kontrollgang bei Asphaltbeton-Oberflächendichtung [5.21]

5.3 Staudämme

219

Abb. 5.39 Gleitkreise bei Erd- und Steinschüttdämmen

Die Methode der Gleitkreisuntersuchung nach Krey-Bishop ist der am häufigsten angewandte Nachweis [5.28, 5.2, 5.3]. Hierfür sind mehrere kommerzielle Softwareprogramme entwickelt worden. Die erforderlichen Sicherheiten sind DIN 19700 zu entnehmen. Während DIN 19700, Teil 11 bei Talsperren noch mit globalen Sicherheiten rechnet (η > 1,3), müssen Stauhaltungsdämme (Teil 13) mit Teilsicherheitsbeiwerten und dem Traglastverfahren berechnet werden. Dabei darf der Ausnutzungsgrad f den Wert 1,0 nicht überschreiten (Abb. 5.40). Nachweis der Setzungen Setzungen im Dammkörper finden während der Dammschüttung, aber auch in der Konsolidierungsphase nach Abschluss der Bauarbeiten statt. Für eine Vordimensionierung kann die Endsetzung durch die Überschlagsformel Gl. 5.2 abgeschätzt werden: H

S = ³( 0

1 ⋅ σ v ) dz ES

(5.2)

220

5

Talsperren

Abb. 5.40 Beispiel für die Ermittlung des Ausnutzungsgrades bei einem Steinschüttdamm für den Lastfall 3 „Versagen der Dichtung“

Das Integral entspricht der Summe aller Setzungen der einzelnen Schichten mit unterschiedlichen Elastizitätsmoduln ESi mit der zugehörigen Schichtdicke ti (Abb. 5.41), also:

§ t t t · t S = σv ⋅¨ 1 + 2 ++ i ++ n ¸ ESi ESn ¹ © ES 1 ES 2

(5.3)

Diese erwarteten Setzungen müssen durch eine planmäßige Überhöhung der endgültigen Kronenhöhe während der Dammschüttung ausgeglichen werden. Damit ist gewährleistet, dass das vorgesehene Freibordmaß auch nach Fertigstellung der Dammbauarbeiten und nach eingetretener Endsetzung noch ausreichend ist.

5.3 Staudämme

221

z H

ES1 ES2 ES3 EFels >> ESi

Abb. 5.41 Skizze zum Nachweis der Setzungen

Gleitsicherheitsnachweis Beim Nachweis der Gleitsicherheit ist zu unterscheiden zwischen einem Damm mit Oberflächendichtung (Abb. 5.42) und einem Damm mit Kerndichtung (Abb. 5.43). Im ersten Fall kann das Gewicht des gesamten Stützkörpers als vertikale Last angesetzt werden. Zusätzlich wirkt auch die vertikale Wasserauflast Wv bei der Berechnung der aufnehmbaren Schubspannung mit. Mit dem Sohlreibungswinkel ϕ ergibt sich die Gleitsicherheit bei einem Damm mit Oberflächendichtung zu: ' (G + Wv ) ⋅ tan ϕ max T & = Gesamtdamm η= (5.4) Wh vorh. T Bei einem Damm mit Kerndichtung darf nur die Luftseite des Stützkörpers bei der Berechnung der aufnehmbaren Schubspannung angesetzt werden. Als abtreibende Horizontalkräfte wirken hier der Wasserdruck Wh und der aktive Erddruck Eah: ' G ⋅ tan ϕ max T & = Luftseite η= (5.5) Wh + Eah vorh. T Weitere Nachweise betreffen die Sicherheit am Dammfuß (Spreiznachweis). Hier sei auf die weiterführende Fachliteratur verwiesen [5.45].

222

5

Talsperren

Wv GGesamtdamm Gesamtdamm

Wh

T Abb. 5.42 Gleitsicherheitsnachweis bei einer Oberflächendichtung

Eah

Wh

Luftseite Luftseite GLuftseite

TT Abb. 5.43 Gleitsicherheitsnachweis bei einer Kerndichtung

5.3.12

Beispiel: Talsperre Brombachspeicher

Am Beispiel des Brombachspeichers soll exemplarisch der Aufbau und die Gestaltung eines Dammes in Lage, Längs- und Querschnitt erläutert werden. Dieser Speicher liegt im neu entstandenen „Fränkischen Seenland“, einer künstlichen Seenlandschaft mit dem Ziel, Wasser aus dem Süden Bayerns in das wasserarme Nordbayern zu leiten (Abb. 5.44). Durch die Überleitung von Wasser aus Altmühl und Donau wird die Niedrigwasserführung von Rednitz, Regnitz und Main verbessert. Zusätzlich werden die Überschwemmungen im mittleren Altmühltal vermindert. Allgemeine Angaben zum Brombachspeicher sind Tabelle 5.7 zu entnehmen. Die Talsperre verfügt über zwei Vorsperren-Dämme (Abb. 5.2). Sie halten den Wasserspiegel in den beiden Vorsperren nahezu konstant und sorgen dafür, dass auch bei niedrigen Wasserständen im Brombachsee die Stauwurzel nicht trockenfällt (siehe Abschnitt 5.1.4).

5.3 Staudämme

223

Abb. 5.44 Prinzipskizze des Überleitungssystems [5.1]

Die konstruktiven Besonderheiten der Brombach-Hauptsperre sollen an Hand des Lageplans (Abb. 5.45), eines Querschnitts durch den Damm in Talmitte (Abb. 5.46) und eines Längsschnitts in Dammachse (Abb. 5.47) erläutert werden.

224

5

Talsperren

Tafel: Wasser für Franken [5.1] Die sogenannte „Überleitung“ bringt Altmühl- und Donauwasser vom wasserreichen Süden Bayerns in das im Mittel trockenere Nordbayern. Dies geschieht auf zwei getrennten Wegen: 1) über das Teilsystem „Kanalüberleitung“ durch den Main-DonauKanal und 2) über das Teilsystem „Brombachüberleitung“ mit Altmühlsee und Brombachsee. Beide Systeme sind technisch voneinander unabhängig, ergänzen sich aber in der Menge des übergeleiteten Wassers. Im Mittel werden rund 150 Mio. m3 pro Jahr zur Niedrigwasseraufhöhung von Regnitz und Main vom Süden nach Norden geleitet, wobei 5/6 der gesamten Wassermenge über den Schifffahrtskanal gepumpt wird. Der ursprünglich als reine Wasserstraße geplante Kanal wird damit als Transportweg für das Überleitungswasser genutzt. Im Jahre 1970 beschloss der Bayerische Landtag, die zur Überleitung von Altmühl- und Donauwasser erforderlichen Bauwerke zu errichten. Im folgenden Jahr wurde das Talsperren-Neubauamt Nürnberg gegründet und das Raumordnungsverfahren für die Talsperre Kleine Roth eingeleitet. 1993 wurde die Hauptsperre des Rothsees fertig gestellt. Im gleichen Jahr ging die Überleitung über den Kanal in Betrieb. Pumpwerke heben dabei das Wasser über die fünf südlichen Schleusen des Kanals über die Europäische Hauptwasserscheide zum Rothsee. Dieser Speicher ist so dimensioniert, dass er auch bei Pumpenausfall eine Woche lang die Überleitungsmenge abgeben kann. Führt die Donau Niedrigwasser, wird die Überleitung durch den Kanal eingestellt. Dann sichert die Brombachüberleitung die Wasserabgabe in den Norden. Der Altmühlsee fängt hierzu die Hochwasser der oberen 3 Altmühl auf und gibt bis zu 70 m /s Wasser über den Altmühlüberleiter an den rund vier Meter tiefer gelegenen Brombachspeicher ab. Dieser verfügt über einen bewirtschaftbaren Stauraum von 56 Mio. m3 und gibt das zwischengespeicherte Wasser über die Seenkette des Brombachtales zur Niedrigwasseraufhöhung der unterhalb liegenden Flüsse ab. Der Brombachspeicher verfügt über zwei Vorsperren, den Kleinen Brombachsee und den Igelsbachsee. Diese sorgen dafür, dass bei niedrigem Wasserstand im Großen Brombachsee dessen Stauwurzel stets eingestaut ist. Wegen des annähernd konstanten Wasserstandes in den Vorsperren, bieten diese optimale Bedingungen für die Freizeitnutzung. Die Gesamtmaßnahme „Überleitung“ war während der Zeit der HauptBauaktivitäten zwischen 1972 und 1993 die größte Baustelle Europas. Seit der Einweihung der letzten Baustufe Großer Brombachsee entstand durch das „Fränkische Seenland“ ein attraktives Naherholungs- und Fremdenverkehrsgebiet.

5.3 Staudämme

225

Tabelle 5.7 Allgemeine Angaben zum Brombach-Speicher Allgemeines: Zweck: Niedrigwasseraufhöhung von Rednitz, Regnitz und Main Freizeit und Erholung Hochwasserschutz im Altmühltal Bauzeit Inbetriebnahme Kosten

1982-1992 2001 104,8 Mio. €

Technische Daten / Hydrologie: Einzugsgebiet ohne Beileitung Einzugsgebiet mit Beileitung mittlere Jahresabflusssumme ohne Beileitung: mittlere Jahresabflusssumme mit Beileitung:

57,90 km 2 627,90 km 3 10,0 Mio. m 3 55,0 Mio. m

MQ HQ100 HQ1000

0,25 m /s 3 43,00 m /s 3 78,00 m /s

Staubecken: Gesamtstauraum Betriebsraum Hochwasserrückhalteraum Stauoberfläche bei Dauerstauziel

144,4 Mio. m 3 56,4 Mio. m 3 8,0 Mio. m 2 8,71 km

Absperrbauwerk: Höhe über Gründungssohle Höhe über Talsohle

37,30 m 36,00 m

Kronenlänge Kronenbreite Bauwerksvolumen

1700,00 m 13,00 m 3 3,5 Mio. m

Wasserkraft (durch Ausnutzung der Restwasserabgabe): max. Fallhöhe Ausbaudurchfluss Ausbauleistung (Generator) Mittleres Jahresarbeitsvermögen

34,10 m 3 1,20 m /s 300 kW 0,70 GWh

2

3

3

Lageplan Der Lageplan der Brombach-Hauptsperre zeigt eine Krümmung der Dammachse zur Wasserseite hin (Abb. 5.45). Ursprünglich war eine gerade Linienführung als kürzeste Verbindung der beiden Talflanken vorgesehen. Genauere Felsaufschlüsse während der Detailplanung zeigten jedoch auf der südlichen Talflanke im Bereich des vorgesehenen Auflagers des Dammes eine Störungszone im Burgsandstein mit großen Durchlässigkeiten vom mehreren hundert Lugeon. Ohne eine sehr teuere Abdichtung des Stauraumes in diesem Bereich waren hohe Sickerwasserverluste in das tiefer gelegene südliche Nachbartal des Veitserlbach zu befürchten. Aus diesem Grunde verschob man das Auf-

226

5

Talsperren

lager in westliche Richtung zur Wasserseite. Eine gleichzeitige Verschiebung des nördlichen Auflagers des Dammes hätte aber einen großen Verlust an Stauinhalt gebracht. Da ein Staudamm im Gegensatz zu einer Staumauer keine Druckkräfte auf die Talflanken überträgt und der Wasserdruck nur über Reibung in den Untergrund abgetragen wird, ist diese zunächst etwas ungewöhnlich anmutende Krümmung im Grundriss statisch ohne Bedeutung. Rein rechnerisch wäre die Hochwasserentlastung auf der nördlichen Talseite nicht nötig gewesen. Das Bemessungshochwasser aus dem im Vergleich zur Seefläche kleinen natürlichen Einzugsgebiet konnte rechnerisch über die Retention des Speichers aufgenommen werden. Dennoch fiel aus Sicherheitsgründen die Entscheidung für den Bau einer Hochwasserentlastung.

N

3

4

5

7

1 2 3 4

2

1

Dammkrone Kontroll- und Injektionsgang Hochwasserentlastungsanlage Grundablass

6 0 100 200 m

5 Betriebsauslass 6 Kraftwerk 7 Unterwasserbecken

Abb. 5.45 Brombach-Hauptsperre im Lageplan

Querschnitt Ursprünglich war die Abdichtung des Dammes mit einer Kerndichtung aus Asphaltbeton geplant. Im Zuge der Detailplanung und der umfangreichen Bodenaufschlüsse im Stauraum entschloss man sich, eine natürliche Dichtung aus tonig schluffigem Sand auszuführen (Abb. 5.46). Die Entscheidung für die Umplanung fiel erst nach Fertigstellung des Kontrollganges. So ist auch die Form des Kontrollganges im Firstbereich zu erklären. Der Dichtungsbaustoff wurde im Stauraum gewonnen, in einer Deponie in Lagen von etwa 50 cm

5.3 Staudämme

227

eingebaut und anschließend vor Kopf gewonnen und zur Einbaustelle transportiert. Der Dichtungskern hat eine Breite von 2,20 m, wurde in Lagen von 30 cm unverdichtet eingebaut und vor Ort noch einmal durch eine Bodenfräse homogenisiert. Damit konnte man die Durchlässigkeit von k < 10-8 m/s gewährleisten. Der Dammkern wurde aus nicht homogenisiertem Material von der Deponie geschüttet. Die Untergrundabdichtung besteht aus einer in den Sandstein gefrästen Zweiphasen-Erdbetondichtungswand, die bis in den dichten unteren Letten reicht. Eine dichte Verbindung der Untergrundabdichtung mit dem Kontrollgang wurde mit Gussasphalt sichergestellt, in dem Stahlkästen eingestellt wurden, die bei den zu erwartenden Setzungen durch das Hereinfließen des Gussasphaltes Spannungsspitzen auf der Erdbetonwand vermeiden sollten. Die Zylinderdruckfestigkeit der Erdbetonwand betrug qu = 2 MPa.

Großer Brombachsee Stauziel 410,50

Dammkrone 414,00 Absenkziel 403,50 Kern

Talauffüllung Mittlerer Burgsandstein

vergütete Kerndichtung Filter Stützkörper

Kontrollgang Basisletten

Dichtwand

Unterer Burgsandstein

Abb. 5.46 Brombach-Hauptsperre im Querschnitt, nach [5.1]

Längsschnitt Die Begrenzung der Untergrundabdichtung (gefräste Zweiphasen-Dichtungswand aus Erdbeton) in die Tiefe ergab sich aus den unterschiedlichen Bereichen der Durchlässigkeit des Burgsandsteins. Dieser war vor allem in der Nähe der über 20 m tiefen Erosionsrinne des Brombachtales stark in Tallängsrichtung geklüftet und wies eine hohe Durchlässigkeit auf. Im Bereich der nördlichen und südlichen Talflanke stieg das Gelände am Ende des Kontrollganges jeweils so steil an, dass die Fräse aus baubetrieblichen Gründen hier nur mit umfangreichen Erdbewegungen hätte weiter in die Flanken hinein arbeiten können. Demzufolge stand hier die Fortsetzung der Dichtungswand mit Hilfe der Hochdruckinjektion zur Diskussion. Allerdings ergaben umfangreiche Studien unter Zuhilfenahme von elektrischen Analogmodellen auf der Basis der vorhandenen Durchlässigkeitsuntersuchungen des Mittleren Burg-

228

5

Talsperren

sandsteines nur geringe Wasserverluste. Daher entschied man sich, beim ersten Probestau in diesen Bereichen gegebenenfalls nachzudichten. Der Probestau zeigte dann auch, dass im Bereich der Nordflanke umfangreiche Ergänzungsmaßnahmen wie Dränagen und Entlastungsbrunnen auf der Luftseite notwendig waren, um die Vernässung um die Ortschaft Allmannsdorf unter Kontrolle zu bekommen. Zwischen dem Grundablass und dem Betriebsauslass war im Bereich der Erosionsrinne eine besondere Verbindung des Kontrollganges mit der Dichtungswand erforderlich. Um Spannungskonzentrationen beim Dichtwandkopf und im Dammkern mit der Gefahr von Rissbildungen zu vermeiden, ließ man den Kontrollgang sich spannungslos über den Dichtungswandkopf stülpen. Nach dem Abklingen der Setzungen des Kontrollganges am Ende der Dammschüttung wurde die Sohle des Kontrollgangs kraftschlüssig verbunden und der wasserdichte Anschluss der Erdbetondichtungswand an den Kontrollgang mit Hilfe einer Asphaltbetonmischung erzielt. Bei dem Entwurf dieser ungewöhnlichen Verbindung von Dichtungswand und Kontrollgang hatte man nicht mit den großen Schwierigkeiten bei der Ausführung dieser Planungsidee gerechnet. Daher ist diese Konstruktion, die sich zwar bis heute technisch bewährt hat, nicht zu empfehlen. Aus heutiger Sicht wäre es durchaus denkbar, den Kontrollgang bei diesen schwierigen Untergrundverhältnissen ganz wegzulassen, weil die Gefahr besteht, dass dieser eher eine Schwächung als eine Verbesserung der Dammkonstruktion darstellt.

5.4

Staumauern

Staumauern werden heute nur noch aus Beton gebaut und können wegen ihrer hohen Bodenpressung nur auf ausreichend standfestem Fels (ES ≥ 3 MPa) gegründet werden. Staumauern haben im Vergleich zu Staudämmen einige Vorteile:

– Bei extremen Hochwasserereignissen können sie ohne Gefahr für das Bauwerk überströmt werden; – Wenn die Entlastung über die Mauerkrone erfolgen kann, entfallen die Kosten für eine separate Hochwasserentlastungsanlage; – Entnahmeleitungen können in der Regel problemlos durch die Mauer geführt werden.

5.4 Staumauern

229

Im Wesentlichen unterscheidet man zwischen

– Gewichtsstaumauern, – Bogenstaumauern (einfach oder doppelt gekrümmt) und – Pfeilerstaumauern, die je nach Untergrundverhältnissen und Topographie des Talquerschnittes (Breite, Hangneigung) zum Einsatz kommen (s. Abb. 5.49). Gelegentlich kommen Kombinationen dieser grundsätzlichen Bauformen zum Einsatz, z. B. Pfeilerbogenstaumauern (auch Gewölbereihenmauer genannt; z. B. Manicuagan in Kanada und Mefrouch in Algerien) oder Bogengewichtsmauern (z. B. RCC-Mauer Shimenzi in China, Hoover Dam in USA, siehe Abb. 5.48, Abb. 5.70 und Abb. 5.102). Einen Überblick über die weltweit größten Staumauern unterteilt nach Mauerhöhe, Mauervolumen und Speichervolumen gibt Tabelle 5.8.

1

2

414,00 m+NN

6 3

10

12

4

5

11 9

14 7

9

8

13 1 2 3 4 5 6 7

Dammkrone Hochwasserentlastungsanlage Kontrollgang Betriebsauslass Grundablass Dammdichtung Dichtungswand (Stahlbeton)

8 9 10 11 12 13 14

Dichtungswand (Beton) Dichtungswand (Erdbeton) Mittlerer Burgsandstein Unterer Letten Unterer Burgsandstein Basisletten Talauffüllung (Sand)

Abb. 5.47 Brombach-Hauptsperre im Längsschnitt, Blick von Unterwasser, überhöhte Darstellung, nach [5.1]

230

5

Talsperren

Abb. 5.48 Der Hoover Damm in den USA staut den Colorado River zum Lake Mead auf. Blick auf die Bogengewichtsmauer (links), die Einlauftürme und den Hangkanal (rechts hinten). Siehe auch Abb. 5.70 und Abb. 5.102

Tabelle 5.8

Weltweit größte Staumauern – Stand 2005 Mauervolumen 3 [10 m³]

Name

Land

Jahr

Typ

Höhe [m]

Grande Dixence

Schweiz

1961

G

285 m

Inguri

Georgien

1980

B

272 m

Vajont

Italien

1961

B

262 m

Three Gorges

China

2003

G

26.710

Gezhouba

China

1988

G

9.900

Sayano-Shushensk

Russland

1989

BG

9.075

Kariba Daniel Johnson Xinfeng

Sambia Kanada China

1959 1968 1960

BG BR P

Speichervolumen 9 [10 m³]

Erläuterung der Abkürzungen: P: Pfeilerstaumauer B: Bogenstaumauer BR: Bogenreihenstaumauer G: Gewichtsstaumauer BG: Bogengewichtsstaumauer

181 142 138

5.4 Staumauern

231

Abb. 5.49 Die wichtigsten Staumauertypen: a) Schnitt und Grundriss einer Gewichtsmauer b) Schnitt und Grundriss einer Bogenstaumauer c) Schnitt und Grundriss einer Pfeilerkopfstaumauer

5.4.1

Wahl des Staumauertyps

Entscheidend bei der Wahl des Mauertyps ist neben der Geologie insbesondere die Talform (Abb. 5.50). Bei tief eingeschnittenen, engen Tälern bevorzugt man wegen des geringeren Betonbedarfs Bogenstaumauern. Voraussetzung ist allerdings, dass die Talflanken in der Lage sind, die Druckkräfte aus der Bogenwirkung aufzunehmen. Bei breiten Tälern ist eine Abgabe der Kräfte in die Talflanken nicht möglich. Hier werden Gewichtsstaumauern und Pfeilerstaumauern geplant. Eine Zwischenform bilden Bogengewichtsstaumauern. Diese kommen gelegentlich zum Einsatz, wenn sich die Vorteile

232

5

Talsperren

sowohl der Bogenstaumauer als auch der Gewichtsstaumauer gut vereinigen lassen. Kombinationen aus verschiedenen Mauertypen sind gelegentlich bei sehr breiten Tälern mit uneinheitlichem Querschnitt gebaut worden (z. B. Kombination aus Pfeilerstaumauer an den Talflanken mit einem Bogen in Talmitte, siehe Abb. 5.71 und Abb. 5.72).

Staumauertyp

Gewichtsstaumauer

topologische geologische Voraussetzungen Anwendungsgebiete: breite Täler

tragfähige Talsohle aus Fels sehr tragfähige Talsohle aus Fels mit gleichmäßig großem E-Modul

Pfeilerstaumauer

Anwendungsgebiete: enge U- oder V-Täler mit steilen Flanken Bogenstaumauer

gleichmäßig tragfähiger Fels mit hohem Verformungsmodul vor allem in den Talflanken

Bei Tälern mit b:h < 5 Bogengewichtsstaumauer

tragfähige Talsohle und Talkflanken

Abb. 5.50 Wahl des Staumauertyps in Abhängigkeit von der Talform [5.15]

Abb. 5.51 zeigt den Materialverbrauch unterschiedlicher Mauerformen in Abhängigkeit von der Bauhöhe. Es zeigt sich deutlich, dass Bogenstaumauern im Vergleich zu Gewichtsstaumauern nur ein Bauvolumen von rund 50 % aufweisen.

5.4 Staumauern

233

Abb. 5.51 Materialverbrauch in Abhängigkeit der Bauhöhe

5.4.2

Gewichtsstaumauer

Gewichtsstaumauern besitzen einen dreiecksförmigen Querschnitt, d. h. die äußere Form entspricht, wie bei einem festen Wehr, im Prinzip einem Dreieck (Grunddreieck), das bis zum Höchsten Stauziel reicht (siehe Kapitel 4 „Wehre“, Abschnitt 4.2). Ihr Eigengewicht allein reicht aus, um das aufgestaute Wasser zurückzuhalten, indem die Kräfte aus Wasserdruck durch ihr Gewicht in den Untergrund abgetragen werden (siehe Abb. 5.56). Eine ähnliche Lösung stellt die Bogengewichtsstaumauer dar. Sie erreicht die nötige Standfestigkeit teils durch ihr Eigengewicht und teils durch Abstützen auf die Talflanken (Abb. 5.54 und Abb. 5.70). Zur Erhöhung der Standsicherheit kann bei Gewichtsstaumauern die Wasserseite auch geneigt ausgeführt werden. Ein Beispiel hierzu zeigt die Talsperre Al-Wehdah am Yarmuk-Fluss in Jordanien (Abb. 5.52). Die Talsperre Grande Dixence (Schweiz; 1961 fertiggestellt) ist mit einer Höhe von 284 Metern die höchste europäische Talsperre und die höchste Staumauer auf der Erde (siehe Abb. 5.8). Sie ist auf Fels gegründet und besitzt eine Kronenlänge von 700 m. Auch die mit 106 Metern höchste Staumauer in Deutschland, die 1959 fertig gestellte Rappode-Talsperre im Harz, ist eine Gewichtsstaumauer. Die Trinkwassertalsperre Leibis in Thüringen (Fertigstellung 2005) ist die vorerst wohl letzte große Staumauer, die in Deutschland gebaut wurde (Abb. 5.53).

234

5

Talsperren

Abb. 5.52 RCC-Gewichtsmauer Al-Wehdah in Jordanien mit Tosbecken (Kleines Bild: Bauzustand mit Blick auf die geneigte Wasserseite der Mauer)

Abb. 5.53 Trinkwasser-Talsperre Leibis in Thüringen (Stand Juli 2004)

5.4 Staumauern

235

Als Bemessungskriterium sollen bei einer Gewichtsstaumauer im Bereich der Gründung keine Zugspannungen auftreten. Das bedeutet, dass auch bei Vollstau und vorhandenem Sohlenwasserdruck der wasserseitige Mauerfuß noch überdrückt sein muss. Diese zwingende Forderung ergibt sich aus dem Sachverhalt, dass die auf der Wasserseite vorgenommene Abdichtung zwischen Mauer und Fels nicht aufreißen darf. Als Konsequenz dieser Forderung ergeben sich die zulässigen luftseitigen Neigungen zu b : h = 0,85 bei vollem Sohlenwasserdruck und b : h = 0,67 ohne Sohlenwasserdruck. Bei Gewichtsstaumauern werden Standsicherheitsnachweise mit dem „Kragträgermodell“ oder mit einem kontinuumsmechanischen Modell durchgeführt. Zwar wird beim vereinfachten Nachweis mit dem Kragträgermodell die Beteiligung des Untergrunds am Tragverhalten nur ungenau erfasst, jedoch sind die nach der Finite Elemente Methode (FEM) ermittelten Spannungen und Verformungen von der Qualität der Eingabewerte zur Erfassung des Materialverhaltens abhängig. Eine ausführliche Zusammenstellung der Einwirkung (Lasten) und Lastfälle, der Widerlagerzustände und der Bemessungsfälle ist in DIN 19700 enthalten. Weitere Hinweise sind [5.14] zu entnehmen.

Abb. 5.54 Die Edertalsperre ist eine zwischen 1908 und 1914 erbaute Bogengewichtsstaumauer aus Bruchsteinmauerwerk, Höhe 47 m

Gewichtsstaumauern werden in der Regel aus einzelnen Betonblöcken erstellt, die unabhängig voneinander die auf sie einwirkenden Kräfte in den Felsunter-

236

5

Talsperren

grund abtragen können. Verdübelungen zwischen den einzelnen Blöcken sind aber durchaus üblich (z. B. Talsperren Leibis, Abb. 5.53). Besonders bei Hangneigungen über 15° lässt sich die Sicherheit der Hangblöcke einzeln nicht mehr nachweisen. Durch eine Verdübelung können die für die Standsicherheit notwendigen Horizontalkräfte von den Betonblöcken in Talmitte übernommen werden. Hierfür ist jedoch ein rechnerischer Nachweis erforderlich. Vorteilhaft ist auch eine leichte Bogenform der Mauer, die ein Herausschieben der Hangblöcke verhindert, wenn sich die Blockfugen infolge Abkühlung des Betons öffnen (Abb. 5.55).

Talflanke

Oberwasser Verdübelungen

Talflanke

Unterwasser Abb. 5.55 Horizontalschnitt durch eine Gewichtsstaumauer

Querschnitt: Grundriss: Wirkung:

Die Grundform ist annähernd dreieckig, mit senkrechter oder leicht geneigter Wasserseite gerade, gekrümmt oder geknickt Abtragung des Wasserdrucks durch Eigengewicht in den Untergrund

Kronenbreite ≥ 3,0 m

Gründung:

Abb. 5.56 Konstruktionsprinzipien bei einer Gewichtsstaumauer

Neigung: 1 : 0,65 bis 1 : 0,85

5.4 Staumauern

5.4.3

237

Walzbeton-Gewichtsmauern (RCC-Mauern)

Walzbeton, oder im englischen Sprachgebrauch RCC (Roller Compacted Concrete) genannt, ist Massenbeton, der in frischem, unverdichteten Zustand schwere Verdichtungsgeräte tragen kann (Abb. 5.61). Eine RCC-Mauer vereint die Vorteile eines Schüttdammes mit denen einer Gewichtsmauer. Ähnlich wie beim Erd- oder Felsschüttdamm wird auch beim Walzbeton das Schüttgut in horizontalen Lagen von > 30 cm über den gesamten Längsschnitt kontinuierlich eingebaut. Eine Sonderform ist der Schrägeinbau. Der Walzbeton setzt sich zusammen aus etwa 50 - 100 kg Zement, 100 - 50 kg Flugasche oder Puzzolan, Zuschlagsstoffe mit maximalem Korndurchmesser 63 mm (typisch sind 40 oder 50 mm), Verflüssiger als Additiv (hauptsächlich Verzögerer) und Wasser. Der Wasser/Bindemittel-Wert (Zement und Flugasche) beträgt etwa 0,5 bis 0,6. Durch den vergleichsweise geringeren Zementanteil als bei konventionellem Beton hält sich die Wärmeentwicklung des Walzbetons bei der Hydratation in Grenzen. Die Temperatur steigt selbst unter ungünstigen Randbedingungen selten über 40 oC an. Zusammen mit der Anordnung von Querfugen im Abstand von etwa 15 bis 50 m (beim Mujib Dam in Jordanien 60 m) kann man die Rissbildung weitgehend beherrschen. Die Fugen werden nach dem Einbau jeder Schüttlage mit einem Stahlblech etwa auf zwei Drittel der Schütthöhe nachträglich eingedrückt und mit Sand oder einem Plastikband verfüllt (Abb. 5.57). Wasser- und luftseitig werden Fugenbänder angeordnet, um ein Eindringen von Wasser in diese Fugen zu verhindern (Abb. 5.58). Ausführliche Informationen zu RCC-Mauern sind enthalten in [5.7, 5.23, 5.18].

Abb. 5.57 Fugenherstellung mit einem Stahlblech

238

5

Talsperren

Nach jeder vierten Betonlage auf der Luftseite wird die Schalung umgesetzt. Dadurch entstehen auf der Luftseite Stufen von jeweils 1,20 m Höhe. Diese Stufen optimieren den Einsatz der Verdichtungsgeräte, können aber auch später vorteilhaft bei der Energieumwandlung genutzt werden können (stepped spillway, siehe Abschnitt 5.7.4). Auf der Wasserseite wird die Schalung seltener, etwa alle 7 - 10 Lagen umgesetzt. Beträgt die Zeit zwischen dem Einbau der alten und der folgenden Betonlage mehr als 24 Stunden, so muss durch das Aufbringen einer Zementmörtelschicht eine gute Verbindung zwischen den einzelnen Einbauschichten hergestellt werden. Durch einen Schrägeinbau kann man diese Vorgehensweise zwischen den Einbauschichten wesentlich reduzieren (nur noch alle 2 bis 3 m) und so den Bauablauf erheblich beschleunigen. Dabei ist allerdings darauf zu achten, dass eine Mindestschüttstärke von etwa 10 cm beim Auslaufen der Schräge eingehalten wird, um nicht bevorzugte Durchlässigkeitswege im Walzbeton zu erzeugen. Bis vor wenigen Jahren hat man auf der Wasser- und Luftseite dem Walzbeton eine etwa 0,5 bis 1,0 m dicke Schicht aus herkömmlichem Beton (CVC, Conventional Vibrated Concrete) vorgesetzt, um die notwendige Dichtigkeit (Wasserseite) und Verschleißfestigkeit (stepped spillway) zu erreichen. Man nahm aber damit in Kauf, dass wegen der Konsistenz des herkömmlichen Betons der Walzbeton im Übergangsbereich mit den schweren Vibrationswalzen nicht verdichtet werden konnte und somit die Qualität des Walzbetons gerade in den hochbeanspruchten Randbereichen immer wieder Probleme bereitete. Diesen Nachteil kann man durch die Verwendung des Grout-Enriched-RCC (GERCC) vermeiden. Dabei wird der Walzbeton bis zur Schalung eingebaut. Vor der Verdichtung wird dem Walzbeton in einem bis zu einen Meter breiten Streifen Zementsuspension zugemischt (Abb. 5.59). Dieser Bereich wird anschließend mit konventionellen Rüttelflaschen zusätzlich verdichtet. Damit lässt sich eine gute Verdichtung bis zum Randbereich erreichen, bei gleichzeitig ausreichender verbesserter Dichtigkeit und Festigkeit in den Außenbereichen (Abb. 5.60).

5.4 Staumauern

Abb. 5.58 Einbau des Fugenbandes

Abb. 5.59 Einbringen der Zementsuspension

239

240

5

Talsperren

Unter der Voraussetzung, dass ausreichend standfester Fels in der Gründungsebene der Talsperre vorhanden ist, wird man in der Zukunft vermehrt RCCMauern einsetzen. Die vergleichbar einfache Einbautechnik garantiert einen schnellen Baufortschritt und damit eine kurze Bauzeit. Darüber hinaus hat die Walzbetonmauer im Vergleich zum Schüttdamm den Vorteil, dass sie bei Hochwasser überströmt werden kann und somit ein gesondertes, oft aufwendiges Bauwerk zur Hochwasserentlastung vermieden werden kann.

Abb. 5.60 Verdichtung des GERCC

Während Walzbeton wegen der begrenzt erreichbaren Festigkeit von etwa 20 bis 30 MPa hauptsächlich bei Gewichtsmauern Verwendung findet, wurden in China mittlerweile auch Bogenstaumauern aus Walzbeton hergestellt. Ein Beispiel hierfür ist die Shimenzi Talsperre in der Volksrepublik China (Abb. 5.61 und Abb. 5.64).

5.4 Staumauern

241

Abb. 5.61 RCC-Mauer Shimenzi, VR China

5.4.4

Überwachung der Hydratationswärme bei Massenbeton

In großen Betonbauteilen kann die faseroptische Temperaturmessung zur Überwachung der Entwicklung der Hydratationswärme eingesetzt werden. Im Bauteil vorhandene Temperaturgradienten werden aufgrund der großen Informationsdichte deutlich kenntlich gemacht. Aus der Kenntnis der tatsächlichen Temperaturgradienten im Inneren von Massenbetonteilen können daher Rückschlüsse auf die Rissbildungsgefahr aufgrund von Temperaturzwangsspannungen gezogen werden. Diese Überwachungsmethode wurde bereits an zahlreichen Staumauern weltweit installiert und erfolgreich praktiziert. Beispiele sind die Gewichtsstaumauer Birecik im Süden der Türkei (Abb. 5.3), die RCC-Bogenstaumauer Shimenzi in China (Abb. 5.63 und Abb. 5.64), Mujib und Wala in Jordanien und Fundão in Brasilien (Abb. 5.62).

242

5

Abb. 5.62

1388

Talsperren

Die 2006 fertiggestellte RCC-Talsperre Fundão in Brasilien

1394 m+NN

Konventioneller Beton (CVC)

Messhorizont auf Höhe 1319 m

Walzbeton (RCC) 1345

1319

Messhorizonte zur Temperaturmessung (Glasfaserkabel)

Kontrollgang 1290

T [°C]

x [m]

Abb. 5.63 Schnitt durch RCC-Bogenstaumauer Shimenzi und Temperaturverteilung über den Querschnitt 170 Tage nach dem Betonieren [5.7]

5.4 Staumauern

Abb. 5.64

5.4.5

243

RCC-Bogenstaumauer Shimenzi, VR China, in 2003

Bogenstaumauer

Anders als Gewichtsmauern, die wie vertikale Scheiben die Kräfte in den Untergrund übertragen, wirken Bogenstaumauern wie horizontale Ringscheiben, welche die Druckkräfte in die Talflanken ableiten (Bogenwirkung). Bogenstaumauern sind nur bei engen Talquerschnitten und stabilen Talflanken möglich. Mit einer Höhe von 272 Metern zählt die Inguri-Talsperre am Ingur in Georgien zu den höchsten Bogenstaumauern der Welt. Zu den ursprünglichen Formen zählen Zylindermauern und Gleichwinkelmauern. Sie werden bei einfachen, annähernd symmetrischen Talformen realisiert. Die Sonderform der Bogengewichtsstaumauer ist eine Kombination aus Bogenstaumauer (im Mittelteil) und Gewichtsstaumauer (im Randbereich). Mit Hilfe moderner Rechenverfahren lassen sich heute auch komplexe Mauerformen statisch berechnen. Dadurch wird eine optimale Anpassung an die jeweilige Topographie sowie an das Tragverhalten des Untergrunds und der Talflanken erreicht. Das Ergebnis sind Bogenstaumauern, die auch in der Vertikalen gekrümmt sind und über die Höhe veränderliche Krümmungen aufweisen (Abb. 5.65 und Abb. 5.66).

244

5

Talsperren

Abb. 5.65 Die doppelt gekrümmte Bogenstaumauer Katse in Lesotho, Fertigstellung 1996, Höhe 185 m, ist die höchste Staumauer in Afrika (Stand 2006)

Abb. 5.66 Doppelt gekrümmte Bogenstaumauer Kariba am Sambesi, an der Grenze zwischen Simbabwe und Sambia, Höhe 128 m

5.4 Staumauern

245

Zylindermauer Kennzeichnendes Merkmal der Zylindermauer ist der annähernd gleichbleibende Radius über die Höhe bezogen auf die Wasserseite der Mauer. Daraus ergibt sich wasserseitig in der Regel eine senkrechte Wand in allen Vertikalschnitten (Abb. 5.67).

Abb. 5.67 Zylindermauer im Schnitt und in der Lage, nach [5.4]

Ringformel:

Die Dicke d der Wand über die Höhe ermittelt sich in Abhängigkeit der zulässigen Betondruckspannung und der Wassertiefe (Abb. 5.68). Die Last auf ein Bogenelement der Fläche dA mit der Länge ra ⋅ dϕ und der Höhe dz ergibt sich zu

p ⋅ dA = p ⋅ ra ⋅ dϕ ⋅ dz

(5.6)G

mit dem Wasserdruck p. Aus Gleichgewichtsgründen muss gelten: ϕ =π

2 ⋅ NR =

³

p y dA

ϕ =0

Mit der zulässigen Ringnormalkraft zul. NR = σ ⋅ d ⋅ dz und py = p ⋅ sin ϕ folgt:

(5.7)

246

5

Talsperren

2 ⋅ σ ⋅ d ⋅ dz =

ϕ =π

³

p ⋅ sin ϕ ⋅ ra dϕ dz

(5.8)

ϕ =0

und damit

2 ⋅ σ ⋅ d = 2 ⋅ p ⋅ ra

(5.9)

bzw.

σ=

p ⋅ ra d

(5.10)

Mit p = z ⋅γW folgt bei vorgegebener zulässiger Betondruckspannung erforderliche Mauerdicke d über die Mauerhöhe zu

d=

z ⋅ γ W ⋅ ra

σ die (5.11)

σ r ra x d

d dz z

z ⋅ γW dz p

d ra⋅dϕ y py

p d

px

p

dϕ ϕ

x NR

2⋅r

NR

Abb. 5.68 Herleitung der Ringformel

5.4 Staumauern

247

Mit der für die Tragwirkung zugrunde liegenden Ringformel ergibt sich bei einer Minimierung der Querschnittsfläche ein optimaler Öffnungswinkel der Zylindermauer von 133°. Ein leichtes Abweichen von diesem Optimalwert schlägt allerdings kaum zu Buche (bei 120° erhöht sich der Massenbedarf um nur 1 %), so dass Winkel zwischen etwa 120° und 140° anwendbar sind. Dies gibt eine gewisse Freiheit bei der Anpassung an die topographischen Gegebenheiten des Tales. Gleichwinkelmauer Bei der Gleichwinkelmauer bleibt der Winkel, unter dem die Druckkraft in die Talflanken eingetragen wird, annähernd konstant. Dies ist für die Tragwirkung der Mauer besonders günstig. Als Ergebnis der Konstruktion ergibt sich allerdings eine Mauer, die auch in der Vertikalen gekrümmt ist und daher einen hohen Schalungsaufwand erfordert. Günstige Öffnungswinkel liegen zwischen 100° und 130°. Die Wasserseite ist in Talmitte (Schnitt A-A) annähernd senkrecht, an den Talflanken ist sie geneigt und gekrümmt (Schnitt B- B). Die Blockfugen werden nach dem Abklingen der Abbindetemperaturen injiziert, um ein monolithisches Tragverhalten zu erreichen.

Grundriss Abb. 5.69 Gleichwinkelmauer im Schnitt und im Grundriss, nach [5.4]

248

5

Talsperren

Abb. 5.70 Bogengewichtsstaumauer Hoover Dam, Colorado, USA, erbaut 1931 - 1935. Im Stausee befinden sich die Einlauftürme zu den beiden Kraftwerken; im Hintergrund die Hochwasserentlastungsanlage als Hangkanal

Doppelt gekrümmte Bogenstaumauer Bei doppelt gekrümmten Bogenstaumauern ist neben der Krümmung in der Horizontalen auch eine Krümmung im vertikalen Schnitt vorhanden (Abb. 5.65 und Abb. 5.66). Die Berechnung einer doppelt gekrümmten Bogenstaumauer erfolgt heute mit Hilfe von Finite-Elemente-Programmen (FE-Programme). 5.4.6

Pfeilerstaumauer

Bezüglich der Lastabtragung entsprechen Pfeilerstaumauern den Gewichtsstaumauern. Eine wasserseitige Stauwand stützt sich auf den Mauerpfeilern ab, welche die Kräfte in den Untergrund abtragen. Die Stauwand kann dabei eben (Pfeilerplattenstaumauer) oder gekrümmt (Pfeilergewölbestaumauer) sein. Bei der Pfeilerplattenstaumauer bestehen die Mauersegmente zwischen den Stahlbetonpfeilern aus einer Serie von ebenen Platten. Im Gegensatz dazu befinden sich bei einer Pfeilergewölbestaumauer in diesen Zwischenräumen gekrümmte Segmente. Pfeilerstaumauern werden häufig mit anderen Bauformen kombiniert. Eine solche Mischform ist die Talsperre Roselend in Frankreich (Abb. 5.71). Im

5.4 Staumauern

249

Bereich der tief eingeschnittenen Schlucht ist die Mauer als doppelt gekrümmte Schale ausgebildet. Seitlich dieses Gewölbes schließt eine Pfeilerplattenstaumauer an.

Abb. 5.71 Pfeilerstaumauer Roselend in Frankreich, mit Bogenmauer im Bereich der tiefen Schlucht

Der besondere Vorteil einer Pfeilerstaumauer gegenüber den Gewichtsmauern liegt im reduzierten Betonbedarf, gleichzeitig erhöht sich jedoch der Schalungsaufwand erheblich. Zusätzlich muss die Stauwand sorgfältig abgedichtet werden, was bei unterschiedlichen Verformungen bzw. Verschiebungen der einzelnen Pfeiler Probleme bereiten kann. Obwohl beim Bau von Pfeilerstaumauern eine erhebliche Menge Beton eingespart wird, sind diese fast genauso teuer wie Gewichtsstaumauern. Die hohen Kosten für die komplizierten Betonformen und für das Einbringen der Stahlverstärkungen gleichen in der Regel die Einsparungen beim Konstruktionsmaterial aus. Die erste mit Beton verstärkte Pfeilerstaumauer wurde 1903 in Theresa im US-Bundesstaat New York erbaut. Die Daniel-Johnson-Staumauer, die 1968 am Manicouagan in Kanada fertig gestellt wurde, ist 1.306 Meter lang und hat eine Höhe von 214 Metern (Abb. 5.72). Wegen der reduzierten Masse einer Pfeilerstaumauer im Vergleich zu einer massiv ausgeführten Gewichtsstaumauer, wird die Stauwand zur Wasserseite hin geneigt ausgebildet. Dadurch kann die nun wirkende Wasserauflast einen Teil des fehlenden Eigengewichts der Mauer ersetzen. Hinzu kommt, dass der Sohlenwasserdruck unter der Mauer erheblich reduziert ist, weil er sich unmittelbar hinter der Stauwand entspannen kann. An die Tragfähigkeit,

250

5

Talsperren

Dichtigkeit und Erosionsbeständigkeit des Felsuntergrundes müssen jedoch erhöhte Anforderungen gestellt werden.

Abb. 5.72 Pfeilerstaumauer Daniel Johnson Dam am Manicouagan, Kanada

5.4.7

Thermische Beanspruchung von Staumauern

Beim Abbinden von Beton entsteht aufgrund der exothermen Reaktion des Zements mit dem Anmachwasser Wärme. Diese führt in Massivbauwerken zu einem nicht unerheblichen Temperaturanstieg (Hydratationswärme). Die Temperatur im Mauerinneren stellt sich erst nach Jahren auf die mittlere Umgebungstemperatur ein. Die mit dem anfänglichen Temperaturanstieg und dem darauf folgenden Auskühlen der Mauer verbundene Volumenänderung führt bei Verformungsbehinderung zu Zwangsspannungen. Große Temperaturschwankungen und Temperaturgradienten innerhalb von Betonblöcken begünstigen die Bildung von Rissen im Beton. Risse können in seltenen Fällen die Stabilität sowie die Funktionalität eines Bauteils gefährden und sind daher von großer Bedeutung bei der Beurteilung der Sicherheit und Gebrauchstauglichkeit einer Konstruktion.

5.4 Staumauern

251

In Abb. 5.73 sind die Zwangsspannungen infolge Temperaturänderung im jungen Beton dargestellt. Die einzelnen Phasen des Abbindeprozesses sind:

– Phase I: Vor dem Beginn des Abbindeprozesses bleibt die Temperatur annähernd konstant bei T0. – Phase II: Die Hydratation des Betons bewirkt einen Anstieg der Temperatur. Aufgrund der Plastizität des Frischbetons entstehen jedoch bis zum Erreichen der ersten Nullspannungstemperatur TN1 keine Spannungen. – Phase III: Durch die steigende Temperatur will sich der Beton ausdehnen, was aber behindert wird und folglich zu geringen Druckspannungen führt. Durch chemisches Schwinden kann das Druckspannungsmaximum vor dem Temperaturmaximum Tmax erreicht werden. – Phase IV: Der Beton kühlt ab, weil mehr Wärme abfließt, als durch Hydratation produziert wird. Die zweite Nullspannungstemperatur TN2 wird erreicht. – Phase V: Aufgrund weiterer Abkühlung entstehen zunehmend Zugspannungen. Erreichen diese Zugspannungen die Zugfestigkeit des Betons, können Risse entstehen. Temperaturverlauf in einer Gewichtsstaumauer In Abb. 5.74 ist die Temperaturverteilung in einer Gewichtsstaumauer in verschiedenen Höhen über die Mauerbreite verteilt dargestellt. Mit zunehmender Mauerbreite nimmt die Zeitverzögerung beim Temperaturausgleich zwischen Umgebungstemperatur und Betontemperatur in Mauermitte zu. Im dargestellten Beispiel herrschen im unteren Drittel der Mauer im Inneren sogar höhere Temperaturen im Winter als im Sommer.

252

5

Talsperren

(°C )

[°C]

Temperatur Temperatur

T Tmmax ax

T TNN22

BBetontemperatur e to n te m p e ra tu r TTNN11

TRiss T R is s

TT 00

I

-−σσ

III

Druckspannung

t

Zeit

t

Zeit

Zugspannung Z ugspannungen

2. Nullspannungstemp.

Spannungen +σ

Zeit

V

IV

D ru c k sp g .

+σ

Elastizitätsmodul

II

1. Nullspannungstemp.

P Phasen: hasen

t

B e to n z u g Betonzugfestigkeit fe s tig k e it

Abb. 5.73 Temperaturverlauf und Spannungszustand in Massenbeton

5.4 Staumauern

Querschnitt (1) Querschnitt

M

253

Querschnitt (2) Querschnitt

N

Sommer

Sommer Winter

Winter

5m

10 m

Lage der Querschnitte in der Mauer

Querschnitt (3) Querschnitt Winter

O

(1) 1 (2) 2

Sommer

(3) 3

18 m Abb. 5.74 Temperaturverlauf in der Gewichtsstaumauer Pieve di Cadore, Italien, im Sommer und im Winter [5.4]

Maßnahmen zur Reduzierung der Frischbetontemperatur Vor allem in warmen Ländern ist es erforderlich, die Frischbetontemperatur möglichst gering zu halten. Um die Temperatur von Beton durchschnittlicher Zusammensetzung um 1 Grad Celsius abzukühlen, müssen entweder die Zuschläge um 1 bis 2 Grad, der Zement um etwa 15 Grad oder das Anmachwasser um rund 5 Grad abgekühlt werden [5.4]. Aus diesem Grund wird Zement selten gekühlt. Beim Wasser kann ein Teil in Form von dünnem Scherbeneis zugegeben werden. Etwa 7 kg Eis je Kubikmeter Beton senkt die Frischbetontemperatur um 1 Grad ab. Wichtig ist, dass das Eis im Mischer vollständig schmilzt, sonst bilden sich wassergefüllte Poren im Beton [5.4]. Eine wirksame Methode ist das Kühlen der Zuschläge. Dabei werden die Körnungen über 4 mm Durchmesser mit kaltem Wasser berieselt. Je größer die Temperaturdifferenz zwischen Wasser und Zuschlägen ist, umso wirkungsvoller, aber auch um so teurer ist diese Maßnahme. Eine Absenkung der Temperatur des Zuschlages um 20 bis 60 % der vorhandenen Temperaturdifferenz ist dadurch möglich [5.4]. Die Oberfläche des eingebauten Betons kann ebenfalls gekühlt werden. Durch feines Besprühen mit kaltem Wasser entsteht Verdunstungskälte, die den Be-

254

5

Talsperren

ton kühlt. Auch eine Kühlung der Schalung wird praktiziert. Das Innere des Massenbetons kann mit Hilfe von eingebauten Kühlrohrleitungen vor zu hoher Erwärmung geschützt werden. Als Kühlrohre verwendet man Rohre aus Stahl oder PVC (z. B. Shimenzi, VR China). Kunststoffleitungen sind zwar billiger, besitzen aber einen schlechtere Wärmeleitfähigkeit als Stahl. Die Rohre werden als Ringleitungen in die horizontalen Betonierfugen verlegt. Von den Kontrollgängen aus lässt sich die Temperatur messen. Die Fließrichtung wird täglich gewechselt. Auch die Betoniersequenz spielt eine entscheidende Rolle. Durch das versetzte Betonieren einzelner Blöcke wird eine bessere Kühlung des Betons erreicht (siehe z. B. Abb. 5.65).

5.5

Untergrundabdichtung

Ist es bei der Gründung einer Talsperre mit vertretbarem Aufwand nicht möglich, den Lockerboden auszuheben, so kommt als Absperrbauwerk nur ein Damm aus Erd- oder Felsschüttung in Frage. Die notwendige Abdichtung des Lockerbodens (Gemisch aus Schluff, Sand und Kies) geschieht heute ausschließlich mit einer Dichtungswand. Dabei ist die zu erwartende hydraulische Belastung des Dichtungselements verantwortlich für die Wahl der Dichtungswand. Bei Stauhöhen bis 15 m und einem geeigneten Untergrund aus Kies kann Lockerboden bis in eine Tiefe von 20 m mit einer Schmalwand abgedichtet werden. Der Schmalwand gleichgesetzt werden kann die MIPDichtungswand, bei der Zementsuspension dem abzudichtenden Boden vor Ort (mixed in place) zugeführt wird. Bei Stauhöhen bis 40 m kann eine Einphasenwand verwendet werden; größere Stauhöhen bedingen den Einsatz von Zweiphasen-Dichtungswänden, wobei hier das Abdichtungsmedium aus Erdbeton besteht (siehe Abschnitt 5.5.4). Nur in Ausnahmefällen wird man heute auf eine Untergrundabdichtung verzichten können. Dies ist z. B. der Fall, wenn ein durchgehend dichter Untergrund aus Ton und Schluff erkundet wurde. Durch die Untergrundabdichtung wird der Sickerweg verlängert (Abb. 5.75); der dadurch erreichte Druckabbau stellt sicher, dass auf der Luftseite des Dammes im Bereich des Dammfußes kein hydraulischer Grundbruch auftreten kann. Wird unterhalb des Lockerbodens noch klüftiger Fels angetroffen, so muss auch dieser entsprechend tief durch Zementinjektion abgedichtet werden.

5.5 Untergrundabdichtung

255

Die Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch ist gegeben, wenn

η=

Auflastdruck γ '⋅ h = > 1,0 Strömungsdruck γ ⋅ ∆HW ⋅ h W ∆Lmin

(5.12)

Durch eine Untergrundabdichtung wird ∆Lmin vergrößert und damit der hydraulische Gradient kleiner.

G G F FSohlenwasserdruck So

Potenziallinien

Stromlinien

Abb. 5.75 Verlängerung des Sickerweges

5.5.1

Bestimmung der Durchlässigkeit von Lockerböden

Die Wasserdurchlässigkeit von Lockerböden kann im Labor an einer Bodenprobe untersucht werden. Hierbei werden sowohl ungestörte Bodenproben aus dem Lockerboden unter dem künftigen Damm entnommen als auch Proben aus der Dammschüttung selbst. Da es nur in Ausnahmefällen gelingt, wirklich ungestörte Bodenproben zu entnehmen, sind die Ergebnisse von Laboruntersuchungen in der Regel mit großen Unsicherheiten behaftet. Erfahrungsgemäß ergeben sich durch Gefügestörungen um 10er Potenzen zu hohe Werte. 5.5.2

Bestimmung der Wasserdurchlässigkeit bei Fels

Die erforderliche Tiefe der Abdichtung im Fels hängt von der Klüftigkeit des Felsens und damit von seiner Durchlässigkeit ab. Bei vielen Talsperren reichen die Dichtungsschirme bis in eine Tiefe, die der jeweiligen Höhe der Staumauer über der Gründungssohle entspricht. Der notwendige Abdichtungsumfang bei konkreten Baumaßnahmen wird an Hand der Wasseraufnahmefähigkeit des Felsuntergrundes festgelegt.

256

5

Talsperren

Wasserabpressversuch

Der Wasserabpressversuch ist im Talsperrenbau die häufigste Methode, um die Durchlässigkeit des Felsens zu bestimmen (WAP-Versuch oder WDVersuch). Bei diesem Versuch wird in ein mit einer Kernbohrung (∅ > 56 mm, häufig 110 mm) hergestelltes Bohrloch auf eine Prüfstrecke zwischen 2,0 und 5,0 m Wasser mit einem Druck bis zu 10 bar eingepresst. Mehrere Druckstufen erlauben es, die Abhängigkeit von Durchlässigkeit und Abpressdruck zu bestimmen (Abb. 5.76). Der größte aufgebrachte Druck sollte mindestens dem zweifachen des zu erwartenden Wasserdruckes bei Vollstau entsprechen. Mit den gewonnenen Ergebnissen kann die vorhandene Durchlässigkeit beurteilt und die Notwendigkeit von Untergrundabdichtungen bestimmt werden. Bezogen auf einen Druck von 10 bar und einer Prüflänge von 1,0 m, entspricht eine Wasseraufnahme von 1 l/min der Einheit 1 Lugeon. Fels mit einer Durchlässigkeit unter etwa 10 Lugeon – zumeist in größeren Tiefen – gilt als wenig durchlässig und muss unter Umständen nicht abgedichtet werden. Tabelle 5.9 gibt eine Hilfestellung bei der Planung.

Manometer

Wasserzähler Pumpen Entleeren

Fels

Messergebnisse im Festgestein (Fels): Packer

1 Lugeon im = 1Festgestein: Liter/ Minute bei einer Messergebnis Prüflänge von 1 m ×bei 1 LUGEON = 1 ltr/min m 10 beibar 10 Druck bar Faustformel: Faustformel: 1 Lugeon entspricht etwa einer 1 LUGEON = Durchlässigkeit von k = 10-7 [m/s]

Teststrecke22 Teststrecke

Packer

Durchlässigkeit von k = 10-7 m/s

C (Teststrecke 1) =1)3,5 mm C (Teststrecke = 3,5

d

86 mm < d < 131 mm

Abb. 5.76 Bestimmung der Wasserdurchlässigkeit in Fels (WD-Versuch)

5.5 Untergrundabdichtung

257

Die Felsdurchlässigkeit kann auch, wie bei Lockerböden üblich, durch einen Durchlässigkeitswert k [m/s] angegeben werden. Die Ermittlung erfolgt nach folgender Gleichung:

k=

2⋅c⋅

Q P

γW

⋅π

⋅ ln

R r

(5.13)

Darin bedeuten: k Q c P/γW R r

Durchlässigkeit des Untergrunds in [m/s] Durchfluss in [m3/s] Länge der Messstrecke in [m] Druckhöhe in [m] rechnerische Reichweite des Versuchs in [m] (in der Praxis kann 10 m < R < 100 m angenommen werden) Bohrlochradius in [m]

Als Faustformel entspricht 1 Lugeon etwa einer Durchlässigkeit von k = 10-7 m/s.

Tabelle 5.9

Vorgeschlagene Abdichtung des Untergrundes [5.20] Staumauern

Allgemeiner Fall

Dichtungsschirm Abdichtungsstandard in Lugeon

5.5.3

Staudämme

Sonderfälle

Geiwchtsstaumauer

schmaler Kern

breiter Kern

Bogenstaumauer

Erd- / Steinschüttdamm

Oberflächendichtung

einreihig

mehrreihig

einreihig

einreihig

5÷7

3÷7

3÷5

mehrreihig

5 ÷ 10

5 ÷ 10

mehrreihig

7 ÷ 15

erosionsgefährdeter Untergrund

Vermeidung messbarer Sickerwasserverluste im Untergrund

einreihig

mehrreihig

ein- und mehrreihig

4

1÷3

3

Abdichtung von Fels

Die Durchlässigkeit von Fels unter Talsperren wird auch heute noch mit einem Wasserabpressversuch im Bohrloch festgestellt (siehe Abb. 5.76). Besondere

258

5

Talsperren

Bedeutung kommt dabei der Untersuchung des Talgrundes zu. Erfahrungsgemäß verläuft ein Fluss in einer tektonisch besonders gestörten Zone. Eine Fehleinschätzung hinsichtlich der Festigkeit und Durchlässigkeit dieses Bereiches der Dammaufstandfläche kann zu Fehleinschätzungen in der Planung führen, die schon oft zur Verlängerung der Bauzeit und zu Kostensteigerungen geführt haben. Generell gilt, dass bei einer Wasseraufnahme von mehr als 10 Lugeon (Abschnitt 5.5.2) eine Abdichtung empfehlenswert ist. Allerdings ist noch zu prüfen, ob die Durchlässigkeit wegen der Kluftrichtung überhaupt zur Unterströmung der Talsperre führen kann. Neben dem Wasserverlust ist vor allem bei Staumauern darauf zu achten, dass durch eine entsprechende Abdichtung des Fels die in der Berechnung angenommene Sohldruckverteilung auch tatsächlich erreicht werden kann. Zementinjektion In der Regel wird der Fels unter einer Talsperre mit einer Zementinjektion abgedichtet. Dabei ist der massive Fels selbst in der Regel als dicht einzustufen. Die Wasserwegigkeit resultiert aus den Klüften und Schichtungen im Fels, die durch die Tektonik entstanden sind. Die Öffnungsweiten betragen zwischen Bruchteilen von Millimetern bis mehreren Zentimetern. Die Kenntnis der Kluftweite ist für das Abdichtungskonzept von entscheidender Bedeutung. Da viele kleine Kluftweiten zur gleichen Wasseraufnahme über die Prüfstrecke von 5 m Bohrlochlänge führen können wie wenige große Klüfte, gibt der Wasserabpressversuch allein noch kein ausreichendes Kriterium für die Planung des Dichtungsschleiers. Die Verkürzung der Versuchslänge im Bohrloch kann hier zur Klärung beitragen. Entscheidend ist aber die Ansprache der Bohrkerne durch einen erfahrenen Geologen. Daher sollten die zu entnehmenden Bohrkerne einen Mindestdurchmesser von 100 mm haben. Da die Verteilung der Klüfte und Schichtungen im Fels sehr unregelmäßig ist, muss ein gleichmäßiges Injektionsraster angelegt werden. Meist begnügt man sich mit einem einreihigen Injektionsschirm. Diese reicht im Talbereich – in Abhängigkeit von der Durchlässigkeit des Fels – bis etwa 70 % der Stauhöhe unter die Dammgründung. In den Talflanken nimmt die Tiefe des Dichtungsschleiers etwas ab. Diese, den eigentlichen Abdichtungsarbeiten vorlaufenden Erkundungsinjektionen werden abschnittsweise (üblicherweise alle 5 m) mit der vorgesehenen Zementsuspension verpresst. Mit den dabei gewonnenen Erkenntnissen über den Injektionsdruck und der Aufnahme von Injektionsgut können nur die Injektionsparameter bestimmt werden, wie

– Bohrlochabstand, – Wasser/Zementwert der Injektionsmischung, – Zugabe von Additiven wie Verflüssiger zur Reduzierung der Viskosität,

5.5 Untergrundabdichtung

259

– und der Injektionsdruck in Abhängigkeit von der Verpresstiefe. Generell ist von der Verwendung von Bentonit zur Stabilisierung der Mischung abzuraten. Das Absetzmaß der Zementsuspension sollte nach zwei Stunden 5 % nicht überschreiten. Diese Grenze kann bei Wasser/Zementwerten von < 1 eingehalten werden. Auch ist es empfehlenswert, mit nur einer Mischung zu arbeiten, die den jeweiligen Felsverhältnissen am besten angepasst werden muss. Bei der Festlegung des Injektionsdruckes sollte dieser 5 bar keinesfalls unterschreiten. Als Richtwert können 15 bar genannt werden; dieser kann mit zunehmender Tiefe in Abhängigkeit von der Geologie auf bis zu 30 bar und mehr gesteigert werden. Lediglich bei horizontal geschichtetem Fels und geringem Überlagerungsdruck ist Vorsicht geboten. Bei der Verwendung von stabilen Mischungen mit einer Kohäsion von 8 bis 10 Pa, entsprechend einer Auslaufzeit aus dem Marshtrichter von 36 bis 38 Sekunden, ist die Gefahr des sogenannten hydro-jacking nicht gegeben. Es ist gerade die Philosophie der Injektion, dass durch das Aufreißen von latent vorhandenen Klüften (grout-jacking) Wege für die Zementsuspension geschaffen werden, die zu den offenen Spalten und Klüften führen. Der Bohrlochabstand ist somit neben der Geologie auch vom Injektionsdruck abhängig. Im standfesten Fels wird das Bohrloch mit einem Durchmesser größer 50 mm bis zur Endtiefe des Injektionsschleiers abgeteuft und anschließend der Fels in Abschnitten (Passen) von 5 m von unten nach oben verpresst (upstage-grouting). Bei dem Verpressvorgang sollten der Verpressdruck p(t), der Injektionsfluss q(t) und die Eindringrate als Quotient von q(t) / p(t) online angezeigt werden. Dadurch ist während des Verpressvorganges unmittelbar ein Erkennen der drei wichtigen Kriterien für die Entscheidungsfindung möglich:

– Ein plötzliches Ansteigen der Eindringrate signalisiert das Öffnen eines neuen Injektionsweges. – Bleibt die Injektionsrate konstant, dann bedeutet dies einen „freien Ausfluss“ aus der verpressten Kluft in eine größere Felsöffnung (Kaverne). – Ein Abnehmen der Injektionsrate signalisiert die Sättigung des Kluftsystems mit Injektionsgut und das Ende des Verpressvorganges in dieser Passe. Ist das Bohrloch nicht standfest, so muss jede gebohrte Passe von oben nach unten verpresst werden. Dieses Vorgehen hat sich auch bei größeren Austritten der Zementsuspension an der Gründungssohle der Talsperre bewährt (Abb. 5.77). Die Bohrlochrichtung ist dem jeweiligen Kluftverlauf in der Gründungssohle anzupassen. Meist fallen die Klüfte – tektonisch bedingt – sehr steil ein. In diesem Fall empfiehlt es sich, die Bohrungen geneigt anzuordnen; damit

260

5

Talsperren

erhöht man die Wahrscheinlichkeit beträchtlich, dass die vorhandenen Klüfte durch eine Bohrung angetroffen werden und kann damit den Bohrlochabstand optimieren. Erfahrungsgemäß kann man von einem Bohrlochabstand zwischen 1 m und 2 m ausgehen. Die Abweichung der Bohrung von der Solllage sollte dabei nicht mehr als 2 % der Bohrlochtiefe betragen. Diese Beschränkung bedingt vor allem beim Bohren im Injektionsstollen einen Mindestdurchmesser des Bohrgestänges. Hochdruckinjektion und gefräste Schlitzwand

Liegen besondere Randbedingungen vor, so kann alternativ zur Felsinjektion die Abdichtung des Gebirges auch mittels einer Hochdruckinjektion durchgeführt werden (Abb. 5.77, Beispiel Thika Damm in Kenia, siehe Kapitel 9 „Bauen im Ausland“, Abschnitt 9.4). Daneben kommt eine gefräste Schlitzwand in Frage (Beispiel Brombachtalsperre, siehe Abb. 5.78 und Abb. 5.79). Es wird jedoch vorausgesetzt, dass die Festigkeit des Gesteins gewisse Grenzen (qu < 100 MPa) nicht überschreitet und die Topographie des Tales den Einsatz von Großgeräten ermöglicht.

a) a) Injektion von oben nach unten

b)

b) Injektion von unten nach oben

Suspensionsmischung Suspensionsmischung

Suspensionsmischung Suspensionsmischung

Arbeitsrichtung Packer

11 22

22

33

11 Packer

bereits injizierte Bereiche

bereits injiziert

Abb. 5.77 Möglichkeiten der Hochdruckinjektion

Arbeitsrichtung

5.5 Untergrundabdichtung

Abb. 5.78 Schlitzwandfräse beim Probeeinsatz in Sandstein (rechts) [5.1]

Abb. 5.79 Freigelegte Schlitzwand [5.1]

261

262

5.5.4

5

Talsperren

Abdichtung von Lockerböden

In den zurückliegenden Jahrzehnten wurden zahlreiche Möglichkeiten der Untergrundabdichtung von Lockerböden entwickelt. Neben den spezifischen Kosten pro Quadratmeter Dichtwand sind die jeweiligen Randbedingungen maßgebend (erforderliche Abdichtungstiefe, Kosten für die Baustelleneinrichtung), vor allem aber die Beschaffenheit des Untergrundes. Im Folgenden werden die heute wichtigsten vertikalen Techniken bei der Abdichtung von Lockerböden unter Absperrbauwerken von Talsperren beschrieben. Zur Erstellung von vertikalen Untergrundabdichtungen kommen grundsätzlich drei unterschiedliche Verfahren zum Einsatz:

– Bodenverdrängungsverfahren (z. B. Schmalwand, Spundwand), – Bodenaushubverfahren (z. B. Einphasenschlitzwand, Zweiphasenschlitzwand) und – Bodenverfestigungsverfahren (z. B. MIP-Wand). Schmalwand Schmalwände bzw. Schmaldichtwände werden bei Lockergestein (kiesige und sandig-kiesige Böden) zur Herstellung einer Dichtungsebene eingesetzt. Bei der Herstellung einer Schmalwand wird eine vorgefertigte Stahlbohle (Rüttelbohle) in der Form eines IPB-Trägers bis in die abzudichtende Tiefe in den Boden gerammt (Abb. 5.80 und Abb. 5.81). Ein vorher ausgehobener Vorlaufgraben von 0,50 m bis 1,00 m Tiefe hilft beim Ansetzen der Stahlbohle. Beim anschließenden Ziehen der Bohle wird der verdrängte Hohlraum mit einer Betonsuspension unter Druck verfüllt. Dabei entsteht nach Erhärtung der Suspension eine schmale Dichtungsebene von ca. 10 bis 15 cm, je nach Durchlässigkeit des Lockergesteins.

5.5 Untergrundabdichtung

263

Abb. 5.80 Rüttelbohle für Schmalwand, am Mäkler befestigt (siehe Abb. 5.81 und Abb. 5.82)

Jeder neue Stich muss sich mit dem vorhergehenden, noch flüssigen Stich überlappen, damit eine durchgängige Dichtungsebene entsteht. Dies wird durch ein am Fuß der Rüttelbohle angeschweißtes Schild erreicht. Auf Grund der Form der gerüttelten Bohle entsteht ein unregelmäßiges Dichtungsprofil. Schmalwände können bis zu einer Tiefe von 20 m eingebracht werden und kommen daher nur bei kleineren Talsperren zum Einsatz. Begrenzt wird die Tiefe durch die mögliche Einrammtiefe der Bohle. Bei zu geringem Porenraum im Lockergestein besteht die Gefahr der Fensterbildung [5.27]. Bei schwierigen Bodenverhältnissen empfiehlt sich die Herstellung einer Probewand, die nach Aushärtung ausgegraben wird und inspiziert werden kann (Abb. 5.82). Die Anwendungsgrenzen von Schmalwänden abhängig vom Untergrund gibt Abb. 5.83 wieder.

264

5

Talsperren

Mäkler Rüttelbär Trägergerät Rüttelbohle Arbeitsrichtung Vorlaufgraben Grundwasserspiegel Quartär (Kies)

Tertiär (Schluff)

Stich Schmaldichtwand

Überlappung

Abb. 5.81 Einbringen einer Schmalwand in Lockergestein

Abb. 5.82 Qualitätsprüfung an einer freigelegten Schmalwand [5.1]

5.5 Untergrundabdichtung

1

d ≈ 1 cm

2

d ≈ 8 cm

d0 = 8 cm

3

265

d ≈ 20 cm d

Abb. 5.83 Anwendungsgrenzen von Schmalwänden

Schlitzwand Statt einer Schlitzwandfräse, wie beim Fels (siehe Abschnitt 5.5.3 und Abb. 5.78), kommt bei Lockerböden der Schlitzwandgreifer zum Einsatz (Abb. 5.84). Mit ihm wird ein Schlitz im Boden ausgehoben. Eine in den Hohlraum eingebrachte Stützflüssigkeit (Bentonitsuspension) übernimmt die Stabilisierung des ausgehobenen Schlitzes. Bei der Einphasenschlitzwand wird der stützenden Flüssigkeit Zement zugesetzt, so dass die Wand durch die Hydratation des Zements erhärtet. Bei der Zweiphasenschlitzwand wird das eigentliche Dichtungsmaterial (Beton, Zement-Ton-Beton oder Erdbeton) im Contractorverfahren [5.4] eingebracht und gleichzeitig die Stützflüssigkeit abgepumpt. Die so erstellten Schlitzwandstärken betragen in der Regel zwischen 60 cm und 1 Meter. Beim Einbau wird meist das sogenannte Pilgerschrittverfahren angewendet (Abb. 5.85). Die Länge der einzelnen Lamellen hängt von der Arbeitslänge des Aushubgerätes ab. Der mit der einfachen Arbeitslänge des Greifers hergestellte Schlitz wird als „Schnitt“ bezeichnet. Bei ausreichender Schlitzstabilität, d. h. Standsicherheit gegen Einbruch der Grabenwände, kann sich die Länge der einzelnen Lamellen aus mehreren solcher Schnitte zusammensetzen, die sich dann um das Maß einer halben bis ganzen Schlitzbreite überlappen. Lammellenlängen bis über 12 m sind dabei zu erreichen. Ein kontinuierlicher Aushub des Bodens ohne Pilgerschritt ist bei Dichtwandtiefen bis zu etwa 12 m möglich [5.31].

266

5

Talsperren

Abb. 5.84 Schlitzwandgreifer

1 c

6 h

2 d

S P

7 i

3 e

8 j

9 k 4 5 f g

ArbeitsA rbeitsschritt schritte

S P

P

P

P

S

Abb. 5.85 Erstellen einer Schlitzwand im Pilgerschrittverfahren P ... Primärlamelle, S ... Sekundärlamelle

Mit einem Schlitzwandgreifer kann nur Lockerboden ausgehoben werden. Erreicht man den Felshorizont, so muss gegebenenfalls mit einer Schlitzwandfräse weitergearbeitet werden (Abb. 5.78). Siehe hierzu Abschnitt 5.5.3 „Abdichtung von Fels“.

5.6 Mess- und Kontrolleinrichtungen bei Talsperren

267

Richtpreise für Dichtungswände In Tabelle 5.10 sind einige Richtpreise für die verschiedenen Arten von Schlitzwänden und Schmalwänden angegeben. Tabelle 5.10

Richtpreise für Untergrundabdichtungen (ohne Baustelleneinrichtung) Stand 2005

Schlitzwand

Schmalwand

5.6

Einphasen

50 € / m²

Zweiphasen

130 € / m²

Fräse

180 € / m²

Konventionell

25 € / m²

Vibrosolverfahren

35 € / m²

Mess- und Kontrolleinrichtungen bei Talsperren

Eine Talsperre muss so geplant, aufgebaut und überwacht werden, dass ein Versagen nach menschlichem Ermessen auszuschließen ist. Neben dem fachgerechten Entwurf und der Bauausführung kommt der Überwachung einer Talsperre daher eine zentrale Bedeutung zu. Zur Ausstattung einer Talsperre werden Messgeräte empfohlen, wie sie in einigen Tabellen angegeben sind, getrennt für Staudamm und Staumauer. In der Übersicht ist auch die erforderliche Messhäufigkeit wiedergegeben. Tabelle 5.11 gilt beispielhaft für Staudämme mit Erdkerndichtung mit einer Höhe bis zu 60 m und einer Kronenlänge bis zu 1000 m. Tabelle 5.12 gibt zusammen mit Abb. 5.86 ein Ausstattungsbeispiel für Messwertaufnehmer und ein Messprogramm einer Gewichtsstaumauer mit bis zu 60 m Höhe oder einer Bogenstaumauer mit bis zu 100 m Höhe, jeweils bis zu einer Kronenlänge von 400 m. Weitere Einzelheiten sind [5.15] zu entnehmen. 5.6.1

Messgeräte zur Bauwerksüberwachung

Zur Bauwerksüberwachung stehen seit langem eine Reihe erprobter Messverfahren und -geräte zur Verfügung. An dieser Stelle sollen einige wichtige und einfach zu handhabende Messeinrichtungen vorgestellt werden. Gegenwärtig ist ein neues Merkblatt der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft Abwasser und Abfall e. V. (DWA) in Arbeit. Es wird voraussichtlich 2007 das aktuelle Merkblatt [5.15] ersetzen und diese Thematik ausführlich darstellen.

268

5

Talsperren

Tabelle 5.11

Beispiel für die Ausstattung mit Messprogramm bei Staudämmen bis 60 m Höhe und 1000 m Kronenlänge, nach [5.15]

Messgröße

Messmethode / Messgerät

Zahl der Messstellen

Häufigkeit der Messungen

visuelle Kontrolle

gesamte Stauanlage

wöchentlich

Setzungen / Verschiebungen

Nivellement auf der Dammkrone, Setzungspegel

je 3 auf jeder Kronenseite

jährlich (kontinuierlich während der Dammschüttung und des Probestaus)

Stauhöhe

Pegel

1

täglich (kontinuierlich)

Sickerwasser

Messgefäß, Messüberfall

3 Abschnitte (Talflanken und Talsohlen)

wöchentlich (kontinuierlich)

3 Messquerschnitte in 3 Messebenen mit je 3 Gebern

wöchentlich wöchentlich

Porenwsserdruck - im Damm geschlossenes System - im Untergrund bei geschlossenes System erosionsgefährdeten Böden Wasserspiegelhöhe

offenes System

Niederschlag

Regenmesser

wöchentlich 1

täglich

Lagekontrolle Die Bestimmung der genauen Lage eines Dammes erfolgt durch Einmessen von Vermessungspunkten und regelmäßige Überprüfung dieser Punkte durch terrestrische Vermessung. Bei Staumauern bieten sich darüber hinaus weitere, sehr zuverlässige und einfache Möglichkeiten, die Verschiebung und Neigung regelmäßig zu messen. Mit Hilfe eines Gewichtslotes kann die Neigung der Mauer infolge des Wechsels aus Einstau und Abstau gemessen werden. Das Gewichtslot (Pendellot) hängt an einem Invar*-Stahlseil, das im oberen Bereich der Mauer befestigt ist und in einem vertikalen Rohr bis zum untersten Kontrollgang führt. Jede Neigung der Mauer kann dort in einer Nische genau abgelesen werden (Abb. 5.87). Mit Hilfe des Schwimmlotes kann die Horizontalverschiebung einer Mauer festgestellt werden. Hier befindet sich ein Schwimmkörper im unteren Kontrollgang der Mauer (Abb. 5.87). Dieser schwimmt beweglich in einer Ölwanne (wegen der besseren Dämpfung) und ist an einem Zugseil befestigt, das tief im Felsuntergrund verankert ist. Damit ist der Befestigungspunkt des Zugseiles unverschiebbar und jede horizontale Bewegung der Mauer kann präzise an der Auslenkung des Schwimmkörpers abgelesen werden. *

Invar ist eine Eisen-Nickel-Legierung, mit extrem niedrigem Wärmeausdehnungskoeffizienten (vom engl. invariable).

5.6 Mess- und Kontrolleinrichtungen bei Talsperren

Tabelle 5.12

Regelausstattung mit Messprogramm bei Gewichtsstaumauern (H < 60 m) und Bogenstaumauern (H < 100 m) sowie bis zu 400 m Kronenlänge [5.15]

Messgröße

Messmethode / Messgerät

Zahl der Messstellen

Häufigkeit der Messungen

visuelle Kontrolle

gesamte Stauanlage

wöchentlich

Gewichtslot und/oder Schwimmlot

mindestens 1

wöchentlich (kontinuierlich)

geodätische Messungen - an Mauerluftseite: Verschiebungen - an Krone:

mindestens 3 Messpunkte mindestens 3 Messpunkte (jeweils Anbindung an ein von der Talsperre unbeeinflusstes System)

1/2-jährlich 1/2-jährlich

Differenzbewegung an den Blockfugen

Tastuhren

an allen Blockfugen (nur bei Gewichtsstaumauern)

1/2-jährlich

Stauhöhe

Pegel

1

täglich (kontinuierlich)

Sickerwasser

Messgefäß, Messüberfall

3 Abschnitte (Talflanken und Talsohlen)

wöchentlich wöchentlich (kontinuierlich)

3 Messquerschnitte mit je 5 Punkten

monatlich

3 versch. Wassertiefen 1 3 Messlinien mit 5 Punkten

wöchentlich täglich monatlich in den ersten 3-5 Jahren

Sohlenwasserdruck

269

Piezometer, Manometer

Temperaturen - Wasser: - Luft: - Bauwerk:

Thermometer Thermometer elektr. Thermoelemente

Beschleunigung

Seismograph

1 (kontinuierlich) (nur in Erdbebengebieten)

Niederschlag

Regenmesser

1

täglich

270

5

Talsperren

Pegel (Stauhöhe)

KA

TW

KA

ZM TL

TM ZM TM TW GL TW

ZM S

ZM

TM

ZM

ZM

ZM

GL ZM

ZM

S

S P

Injektionsschirm

P P

P P P P P SL

SL KA TW TM TL S

Kronenalignement Temperaturgeber Wasser Temperaturgeber Mauer Temperaturgeber Luft Messwehr für Sickerwasser

GL SL ZM P

Gewichstlot Schwimmlot Zielmarken (Vermessung) Piezometer (Sohle und Fels)

Abb. 5.86 Beispiel für die Ausstattung von Staumauern mit Mess- und Kontrolleinrichtungen, nach [5.15]

Sickerwasserkontrolle Sickerwassermessung ist eine der wesentlichen Kontrollen für die Funktion der Dichtungselemente eines Dammes. Dabei sollte die Messeinrichtung mindestens in die drei Abschnitte linke Talflanke, Talmitte und rechte Talflanke unterteilt werden. Die Messung kann regelmäßig auf einfachem Wege mit Hilfe von Stoppuhr und Eimer am luftseitigen Fuß des Dammes in einem Kontrollhäuschen durchgeführt werden. Über ein geeichtes Messwehr und eine automatische Registrierung wird die Sickerwassermenge kontinuierlich gemessen (Abb. 5.88). Bei sehr geringem Sickerwasseranfall im Bereich von wenigen Litern pro Sekunde reichen auch einfache Messblenden. Auf eine regelmäßige Wartung der Messeinrichtung ist zu achten. Verschmutzungen oder Ablagerungen sind zu entfernen, um die Genauigkeit der Messung zu gewährleisten.

5.6 Mess- und Kontrolleinrichtungen bei Talsperren

Gewichtslot Gewichtslot

MAUER

DrainageDränageschacht schacht

AbleseAblesenische nische >1m > 1,0 m

Kontrollgang

Mauer 2,5-–-3,0 3,0 2,5 3 mmm

22,0 – 2,5 - 2,5mm Schwimmlot Schwimmlot > 1,0 1 mm

Neigung 1 : 10

Injektionsschirm Injektionsschirm bis ca. bis2/3 ca.H2/3 H

Abb. 5.87 Gewichtslot und Schwimmlot im Kontrollgang (vgl. Abb. 5.86)

Abb. 5.88 Sickerwassermessung am Unterbecken des Pumpspeicherkraftwerks Goldisthal in Thüringen

271

272

5

Talsperren

Grundwasserpegel Ist die Kenntnis des Grundwasserstandes von Interesse, kann dieser durch Pegelrohre gemessen werden. Voraussetzung ist das Vorhandensein einer durchlässigen Bodenschicht (Sand, Kies). Der Vorteil gegenüber Porenwasserdruckgebern ist der einfache und robuste Betrieb (Abb. 5.89). Für Kurzzeitbeobachtungen (z. B. Sickerlinie im Staudamm) sind auch Rammpegel möglich. Dies sind in der Messstrecke geschlitzte Stahlrohre mit einem Durchmesser von 1 1/2 Zoll. Die Einbautiefe ist auf etwa 5 m beschränkt. Bei der Kontrolle der Sickerlinie darf die Filterstrecke nicht mit dem Grundwasser in Berührung kommen.

Vollrohr Ringraumverfüllung mit Riesel

Verfüllung mit Bohrgut

Bentonit-Pellets L ≥ 1,00 m Messstrecke 1 - 5 m je nach Geologie und Fragestellung Ringraumverfüllung mit Riesel Sumpfrohr

Filterrohr ∅ ≥ 50 mm

Abb. 5.89 Schematischer Aufbau eines Grundwasserpegels

Felspiezometer Mit Felspiezometern lässt sich die Dichtungswirkung eines Injektionsschirms überprüfen. Die Piezometer werden jeweils wasserseitig und luftseitig der Untergrundabdichtung eingebracht (Abb. 5.90). Aus dem Druckunterschied zwischen beiden Messungen ist die Abminderung des Wasserdrucks aufgrund der Dichtung festzustellen. Bei optimaler Abdichtung entspricht der Druck was-

5.7 Betriebseinrichtungen

273

serseitig dem Wasserstand in der Talsperre, der luftseitige Druck dem Wasserstand unterhalb der Talsperre. Ist die erwartete oder erwünschte Dichtwirkung nicht vorhanden, werden unter Umständen gezielte Nachinjektionen vom Kontrollgang aus notwendig. Insbesondere bei der Untergrundabdichtung im Karstgebirge ist eine regelmäßige Messung notwendig, um die Bildung neuer Erosionskanäle rechtzeitig zu erkennen. Der Bohrdurchmesser beträgt 110 mm mit Filterausbau, Durchmesser ≥ 1½ Zoll.

Kontrollgang

Piezometer OW

Piezometer UW

Untergrundabdichtung

Abb. 5.90 Aufbau eines Felspiezometers zur Überprüfung der Wirkung einer Untergrundabdichtung

5.7

Betriebseinrichtungen

Zu einer Talsperre gehören auch Nebenbauwerke, die der Nutzung und der Sicherheit der Anlage dienen. Entnahmeanlagen erlauben die gezielte Abgabe des gespeicherten Wassers und bei Bedarf die Entleerung des Betriebsraumes. Entlastungsanlagen führen den nicht speicherbaren Zufluss bei Hochwasser schadlos ab. Einen Überblick gibt Abb. 5.91.

274

5

Talsperren

Betriebseinrichtungen Betriebseinrichtungen Sicherheit Sicherheit

Nutzung Nutzung

Entlastungsanlagen Entlastungsanlagen

Entnahmeanlagen Entnahmeanlagen

Entlastung Entlastung

Entleerung Entleerung Entlastung Entlastung Bewirtschaftung Bewirtschaftung

Bewirtschaftung Bewirtschaftung Entlastung Entlastung Entleerung Entleerung

Überfälle mit/ohne Verschlüssen Überfälle (mit/ohne Verschlüssen) Heber Heber Zwischenauslässe Zwischenauslässe überströmbare überströmbare Dammbereiche Dammbereiche

Grundablässe Grundablässe

Betriebsablässe Betriebsauslässe

Abb. 5.91 Betriebseinrichtungen an Talsperren

5.7.1

Entnahmeanlagen

Mit Hilfe von Betriebsauslässen wird das Wasser aus dem Speicherbecken für die jeweilige Nutzung (z. B. Trinkwasser, Energieerzeugung) entnommen. Die Entnahmebauwerke (Abb. 5.92) bestehen aus verschließbaren Einlaufkonstruktionen, die das Wasser in Druckstollen oder -leitungen einströmen lassen. Über den Rohwasserabzug aus unterschiedlichen Höhen lässt sich die Qualität des Trinkwassers maßgeblich beeinflussen. Mit dem Grundablass kann das Speicherbecken bis auf den sogenannte Totraum entleert werden (Abb. 5.93). Unter Beachtung der (n-1)-Regel lässt sich ein Grundablass auch zur Ableitung von Hochwasser nutzen. Druckabfluss sollte bei Dammbauwerken dann nur vor der Dichtungsebene auftreten. Danach ist Freispiegelabfluss vorzusehen.

5.7 Betriebseinrichtungen

275

GliederungEntnahmeanlagen von Entnahmeanlagen Einlaufbauwerk Einlaufbauwerk

Transportbauwerk Transportbauwerk

Auslaufbauwerk Auslaufbauwerk

Einlauftrompete Einlauftrompete Entnahmeturm Entnahmeturm

Rohrleitung Rohrleitung (Druckstollen, FreiFrei(Druckstollen, spiegelstollen) spiegelstollen)

Nutzung, Aufbereitung Nutzung, Aufbereitung (Energieumwandlung) (Energieumwandlung)

Abb. 5.92 Entnahmeanlagen an Talsperren

Entnahmeanlagen sind strömungsgünstig auszubilden. Instabile Strömungszustände sind zu vermeiden. Eine hinreichende Sicherheit gegen Kavitationsschäden soll sichergestellt sein, d. h. hohe Strömungsgeschwindigkeiten sollten im Regelbetrieb vermieden werden. Zum Nachweis der Wirkungsweise der Entnahmeanlagen einschließlich Energieumwandlung können Modellversuche nützlich sein. Die Einläufe der Entnahmeanlagen müssen so gestaltet und angeordnet werden, dass sie möglichst geschützt sind, z. B. gegen Verlegung von Treibzeug. Beim Einbau von Rechen sind diese bis zum vollen Wasserdruck zu bemessen. Nach DIN 19700 ist jeder Auslass (Grundablass und Betriebsauslass) einer Talsperre mit mindestens zwei Verschlüssen auszustatten, die unabhängig voneinander bedienbar sein müssen. Bei Vorsperren kann hiervon gegebenenfalls abgewichen werden. Auf schwingungs- und kavitationsfreies Arbeiten der Verschlüsse ist besonders zu achten. Ist nur ein Auslass vorgesehen, so sollte ein Bypass angeordnet werden, um die Mindestwasserabgabe zu ermöglichen, da bei geringer Abgabe und großem Verschluss sonst Schäden im Dichtungsbereich auftreten. Bestehen Entnahmeanlagen aus längeren Rohrleitungen, deren Bruch erhebliche Schäden herbeiführen könnte, sind automatische Rohrbruchsicherungen einzubauen. Diese sind möglichst nahe am Einlauf und gegebenenfalls in Verbindung mit einem der Verschlüsse anzuordnen. Das Auslösen der Rohrbruchsicherung muss jederzeit sichergestellt sein.

276

5

Talsperren

Abb. 5.93 Schnitt durch Grundablass (Beispiel Brombach-Hauptsperre)

5.7 Betriebseinrichtungen

5.7.2

277

Verschlüsse und Armaturen

In Druckleitungen von Talsperren (z. B. Grundablässe, Triebwasserleitungen) werden in der Regel drei unabhängig voneinander bedienbare Verschlüsse angeordnet (Abb. 5.94). Die Regelanordnung sieht vor, am Zulauf zur Druckleitung einen Revisionsverschluss (RV) anzuordnen, um bei notwendigen Revisionen und Reparaturen die Rohrleitung entleeren zu können. Danach folgt der Absperrverschluss (A), mit dem der Durchfluss im Normalbetrieb vollständig unterbrochen werden kann. Mit dem Regelverschluss (R) wird – bei offenem Absperrorgan – der Durchfluss geregelt. Dieser Verschluss kann im Druckrohr (bei einem Damm) oder am Ende der Rohrleitung (Mauer) angeordnet sein. Bei den Verschlüssen unterscheidet man grundsätzlich zwischen

– Schiebern bzw. Schützen, wo die Bewegung des Verschlusses senkrecht zur Strömung erfolgt, – Ventilen, die sich parallel zur Strömungsrichtung bewegen und – Klappen und Hähnen, bei denen durch Drehbewegung des Verschlusses der durchströmte Querschnitt variiert wird.

RV Revisionsverschluss

A Absperrverschluss

Q

(alternative Lage von R)

R Regelverschluss

Grundablass oder Triebwasserleitung z. B.RV Roll- / Gleitschütz

z. A B. Absperrklappe

z. B. R Kegelstrahlventil

Abb. 5.94 Regelanordnung der Verschlüsse

Revisionsverschluss Revisionsverschlüsse sind meist einfache Konstruktionen (Gleit- oder Rollschützen) da sie selten benötigt werden. Sie können nur unter Druckausgleich gesetzt und entfernt werden. Daher sind die hierfür notwendigen Befüllungsleitungen mit den erforderlichen Absperrventilen vorzusehen. Am Einlauf von Grundablässen und Triebwasserleitungen befinden sie sich die meiste Zeit in einer sogenannten (offenen) Lauerstellung. Nur bei Wartungs- und Revisionsarbeiten an der Druckrohrleitung werden sie zum Schließen der Leitung be-

278

5

Talsperren

nötigt. Da sich die Verschlüsse meist tief unten im Stauraum befinden, kommen Seilzüge zum Einsatz, die von der Talsperrenkrone aus mit Hilfe einer Winde bedient werden. Neben senkrechten Konstruktionen sind auch schräge Ebenen möglich, auf denen der Verschluss auf Schienen rollen kann und herabgelassen wird. Konstruktiv wesentlich einfacher sind Anlagen ohne Seilwinde. Hier muss allerdings mit Hilfe schwimmender Pontons der Verschluss an einem Kran herabgelassen werden und von Tauchern in die vorgesehenen Nischen eingeführt werden. Berücksichtigt man, dass Revisionsverschlüsse in 10 bis 30 Jahren nur einmal gesetzt werden ist diese Vorgehensweise oft die kostengünstigste.

1 Einlaufrechen

5 Mannloch

2 Revisionsverschluss

6 Verziehung

zur Seilwinde

3 Mannloch 4 Verschluss

Grundablass Abb. 5.95 Einlauf zum Grundablass der Talsperre Frauenau

Absperrverschlüsse Ist zeitweise kein Durchfluss durch die Druckleitung gewünscht, kann mit Hilfe von Absperrverschlüssen die Strömung unterbrochen werden. Diese Verschlüsse haben planmäßig nur zwei Stellungen, offen und geschlossen. Die Zwischenstellungen von einem zum anderen Zustand werden schnell durchfahren. Der bekannteste Vertreter ist die Absperrklappe. Diese dient häufig auch zur schnellen Unterbrechung des Durchflusses bei Störungen im Betrieb. Ein Fallgewicht sorgt nach Lösen einer Sperre zu einem selbsttätigen Schließen der Leitung (Abb. 5.96). Ölhydraulische Drosseleinrichtungen sorgen für einen sanften Schließvorgang, der mehrere Sekunden dauern kann. Eine Auswahl der wichtigsten Absperrverschlüsse zeigt Abb. 5.97.

5.7 Betriebseinrichtungen

279

Fallgewicht oben

Auslösung der Schließbewegung auch bei Stromausfall

Klappe offen

Mannloch

Durchflussrichtung

Zugang bei Inspektion und Reparatur

Be- und Entlüftungsventil

Lufteintritt bei Schnellschluss Luftaustritt bei Befüllung Ausbaustück (Ausgleich der dynamischen Belastung

Klappe geschlossen Durchflussrichtung

Fallgewicht unten Abb. 5.96 3D-Darstellung einer Absperrklappe (Quelle: Erhard Armaturen)

Regelverschlüsse Regelverschlüsse (früher: Regulierorgane) regeln den Abfluss in einer Druckleitung oder einem Druckrohr. Die wichtigsten Vertreter sind das Gleit- und Rollschütz, das Drucksegment und das Kegelstrahlventil (früher: Kegelstrahlschieber, Abb. 5.98). Anders als Absperrverschlüsse können Regelverschlüsse in Zwischenstellungen betrieben werden. Damit kann der Durchflussquerschnitt mehr oder weniger freigegeben und der gewünschte Durchfluss sehr genau eingestellt werden. Hinter der Verschlussebene herrscht in der Regel Freispiegelabfluss. Damit der Schussstrahl nicht oszilliert, ist eine ausreichende Belüftung vorzusehen, durch welche die vom Wasser mitgerissene Luftmenge nachströmen kann. Bei ausreichender Belüftung entstehen in der Leitung keine störenden Unterdrücke. Im Beispiel in Abb. 5.99 ist eine Schieberkammer gezeigt, wo zwei Gleitschützen in einem Grundablass die Funktion für Absperrverschluss und Regelverschluss übernehmen.

Talsperren

Absperrklappe

Kugelhahn

Brillenschieber

Strahlschieber

0,15 - 0,25

0

0

0,10 - 0,15

große Kräfte in den Lagern;

automatisches Schließen ohne Antrieb

keinerlei Störung der Strömung bei voller Öffnung

keine Nischen bei voller Öffnung

Ausschaltung der Störung durch die Nischen

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

Skizze

Vorteile

Querschnitt nie ganz frei

Abmessungen begrenzt

Lage

Nachteile

Art

5

Verlustbeiwert

280

Abb. 5.97 Absperrverschlüsse

Art

Gleitschütz

Rollschütz

Drucksegment

Kegelstrahlventil

Verlustbeiwert

0,10 - 0,15

0,20

0,10

bedeutungslos, da immer am Auslauf

Nachteile

Abmessungen begrenzt da große Antriebskraft nötig

Dichtungen, große Nischen

Vorteile

Einfachheit keine Rollen keine Dichtungen keine Nischen

automatisches Schließen durch Eigengewicht

geringe Hubkräfte, keine Nischen

gute Strahlzerteilung

Lage

5.7 Betriebseinrichtungen

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

an beliebiger Stelle in Rohrleitung

an beliebiger Stelle am Auslauf

am Auslauf

große Lagerkräfte;

ungeeignet in kaltem Klima (Vereisung)

Skizze

viel Platzbedarf

281

Abb. 5.98 Regelverschlüsse

5.7.3

Entlastungsanlagen

Der nicht speicherbare Teil eines Hochwasserzuflusses muss schadlos abgeführt werden. Die Entlastungsanlagen müssen so ausgelegt sein, dass sie den Bemessungshochwasserabfluss unter Einhaltung des höchsten Stauzieles abführen können. Die Wiederholungszeitspannen Tn (siehe Kapitel 2 „Planungsgrundlagen“ Abschnitt 2.5.1) für die unterschiedlichen Arten der Stauanlagen werden in den entsprechenden Teilen von DIN 19700 behandelt. Die Bemessungshochwasser sind nach anerkannten Verfahren zu ermitteln; aus Vergleichsgründen sollten immer mehrere verschiedene Verfahren angewendet werden und daraus eine begründete Festlegung erfolgen. Das Abflussvermögen von Ent-

282

5

Talsperren

nahmeanlagen darf nur in Rechnung gestellt werden, wenn diese im Hochwasserfall mit ausreichender Sicherheit betriebsfähig sind.

1: Hubzylinder 2: Belüftungsventil 2

3: Rollschützen

1

Wasserseite

3

Luftseite

696,40 m+NN

Abb. 5.99 Schnitt durch die Schieberkaverne des Grundablassstollens der Trinkwassertalsperre Frauenau

Als Entlastungsanlagen kommen in Frage:

– Überfälle ohne Verschlüsse oder mit Verschlüssen, – verschließbare Öffnungen unterhalb des Stauzieles in verschiedener Höhe (Zwischenauslässe), – überströmbare Dammbereiche (bei entsprechender Ausführung). Bei Entlastungsanlagen mit beweglichen Verschlüssen, die beim Versagen des Antriebs allein durch den Wasserdruck geöffnet werden können und dadurch größere Flutwellen im Unterwasser erzeugen, sind besondere Vorkehrungen zu treffen, um dies zu verhindern. Das einwandfreie planmäßige Öffnen muss stets gewährleistet sein. Zwischenauslässe sind mit zwei hintereinander liegenden Verschlüssen auszustatten. Bei der Bemessung der Entlastungsanlagen dürfen Entnahmeanlagen nicht berücksichtigt werden, wenn die Möglichkeit gegeben ist, dass durch länger dauernde Betriebsunterbrechungen im Hochwasserfall kein Durchfluss erfolgen kann. Es empfiehlt sich, das Abflussvermögen und die Wirkungsweise

5.7 Betriebseinrichtungen

283

von geplanten Entlastungsanlagen, einschließlich der Verschlüsse und der Energieumwandlung, mit Hilfe von Modellversuchen zu optimieren. Entlastungsanlagen an Staudämmen Für Staudämme gilt der Grundsatz, dass sie ohne einen besonderen Schutz der Dammkrone und Böschung nicht überströmt werden dürfen, da der Damm sonst zerstört wird. Daher bedient man sich bei Dämmen überwiegend Überlaufkonstruktionen, die seitlich an einer Talflanke angeordnet sind, also eines Hangkanals mit anschließender Schussrinne und Tosbecken (Abb. 5.100). Diese Anlagen verfügen über große Abflussreserven, da die Leistung des Überfalls bei zunehmendem Wasserstand überproportional steigt. Eine Alternative sind Turmbauwerke im Stausee mit einem Einlauftrichter (Abb. 5.101). Der Abfluss mündet bei diesen Entlastungsanlagen in einem Freispiegelstollen, der bei Überlastung als Druckstollen wirkt und somit nur geringe Abflussreserven hat. Aufgrund dieser Gegebenheit werden Hochwasser-Entlastungstürme nur bei Talsperren mit relativ kleinen Einzugsgebieten vorgesehen z. B. bei Trinkwassertalsperren mit – bezogen auf den Hochwasserzufluss – großer Retentionswirkung. Hangkanal

Der Hangkanal ist das Einlaufbauwerk einer Hochwasserentlastungsanlage (Abb. 5.102). Um einen hohen Abfluss zu bewältigen, erfolgt der Überfall in den Kanal meist entlang einer langen Überfallkrone, die wie ein Wehr ausgebildet ist. Eine Kontrollschwelle am Ende des Hangkanals trennt das Bauwerk meist von der anschließenden Schussrinne. Dort findet dann der Übergang zwischen Strömen (im Hangkanal) und Schießen (in der Schussrinne) lokal und hydraulisch kontrolliert statt.

284

5

Talsperren

frontal angeströmter Hangkanal Kontrollschwelle Schussrinne Tosbecken Fluss Überlauftrichter mit Vertikalschacht

Stollen Schrägschacht

Tosbecken

seitlich angeströmter Hangkanal Abb. 5.100 Regelausführung von Hochwasserentlastungen an Dämmen Hangkanal (A und C) und Überlauftrichter (B)

Stauziel

Belüftung

Ablenkkeil

Abb. 5.101 Hochwasserentlastung als Einlauftrichter an der Trinkwassertalsperre Frauenau im Bayerischen Wald

5.7 Betriebseinrichtungen

285

Q

Überfall Q

Abb. 5.102 Hochwasserentlastungsanlage am Hoover Dam, USA als Hangkanal. Die Verschlüsse rechts im Bild (drumgates) sind abgesenkt (siehe auch Abb. 5.48 und Abb. 5.70). Kleines Bild: Blick in den Schrägschacht

Schussrinne

An den Hangkanal schließt die Schussrinne an (Transportbauwerk). Dieser Betonkanal ist an der Talflanke angeordnet und leitet den Abfluss aus dem Hangkanal in das Unterwasser des Dammes. Die Schussrinne besitzt meist eine Neigung zwischen 20° und 60°, abhängig von der Topographie des Hanges und der gewünschten Platzierung des Tosbeckens im Unterwasser. Die seitlichen Wände sind in der Regel senkrecht, manchmal auch leicht nach außen geneigt. Wegen der hohen Fließgeschwindigkeiten sind die Betonwände starken Strömungsbeanspruchungen ausgesetzt. Die Oberfläche des Betons muss daher sorgfältig ausgeführt werden, damit sie glatt genug ist, um Kavitation und Abrasion zu vermeiden. Besondere Aufmerksamkeit verdienen die Betonierfugen. Selbst kleine Unebenheiten von unter einem Zentimeter können die Ursache für Kavitation darstellen. Zur Vermeidung von Kavitation kann auch eine Belüftung des Schussstrahls vorgesehen werden (Abb. 5.103).

286

5

Talsperren

Abb. 5.103 Belüftungsrohre und Wirkung der Belüftung einer Schussrinne (kleines Bild: Ansicht der Schussrinne von Unterwasser)

Wegen der hohen Fließgeschwindigkeiten in der Schussrinne bilden sich häufig Stoßwellen aus, die als stehende Wellen bei der Dimensionierung der Seitenwände berücksichtigt werden müssen. Ein möglicher Lufteintrag kann die Fließtiefe in der Rinne ebenfalls erhöhen. Die Schussrinne muss daher mit größter Sorgfalt dimensioniert werden. Ein Versagen der Schussrinne gefährdet unmittelbar die Sicherheit der gesamten Talsperre. Bei Stauhöhen bis 15 m sind Entlastungsanlagen auch direkt über dem Damm als Betongerinne und als Raugerinne (wegen Landschaftsgestaltung) möglich. Ein Beispiel für die Anordnung von Betriebseinrichtungen und Entlastungsanlagen der Lageplan der Trinkwassertalsperre Frauenau im Bayerischen Wald in Abb. 5.104.

5.7 Betriebseinrichtungen

287

Entnahmeturm Entnahmeturm Entnahmeturm Betriebsauslass Betriebsauslass Betriebsauslaß Grundablass Grundablass Grundablaß

EinlaufEinlauftulpe tulpe

HochwasserHochwasserHochwasserentlastung Entlastung entlastung

Kraftwerk Kraftwerk Kraftwerk

Tosbecken Tosbecken Tosbecken

Abb. 5.104

Betriebseinrichtungen an der Trinkwassertalsperre Frauenau

Entlastungsanlagen an Staumauern Bei Staumauern sind grundsätzlich die gleichen Konstruktionen wie bei Dämmen möglich. Allerdings bietet sich hier auch die Möglichkeit, das Hochwasser direkt über die Mauer zu leiten (Überlaufstrahl, siehe Abb. 5.105, Fall a und Abb. 5.106). Steht im Unterwasser erosionsfester Fels an, kann der Überfallstrahl direkt auf dem Felsen auftreffen. Besteht die Gefahr der Auskolkung, muss ein Tosbecken angeordnet werden (Fall b). Alternativ hierzu kann der Hochwasserabfluss mit Hilfe einer Sprungschanze von der Staumauer weg gelenkt werden (Fall c). Bei fehlerhafter Einschätzung der Felsstabilität können Kolke unterhalb der Staumauer entstehen (Abb. 5.107) oder die Gründung der Mauer gefährden, wie der Schadensfall an der Talsperre Cabora Bassa am Sambesi zeigt. Dort wurde im Laufe von wenigen Jahren durch große Hochwasser ein über 80 m tiefer Kolk ausgespült [5.19].

288

5

Talsperren

a) Entlastung über den Mauerrücken (bei Gewichtsstaumauern)

b) Entlastung über die Mauerkrone (bei Bogenstaumauern)

c) Entlastung an einer Sprungschanze (bei Gewichtsstaumauern)

Abb. 5.105 Hochwasserentlastung an Staumauern als Überlaufstrahl (a) oder als Überfallstrahl (b) oder mit Hilfe einer Sprungschanze (c)

5.7 Betriebseinrichtungen

Abb. 5.106 Hochwasserentlastungsanlage der Talsperre Itaipu, Rio Parana

Abb. 5.107 Auskolkungen unterhalb der Talsperre Mujib, Jordanien

289

290

5

Talsperren

Eine Hochwasserentlastung über einen Damm sollte nur in Ausnahmefällen realisiert werden. Beim Muscat Dam im Sultanat von Oman, der zum Hochwasserschutz der Hauptstadt dient, wurde ein betonierter Überfallrücken mit anschließendem Tosbecken ausgeführt (Abb. 5.108). Um auch bei Überschreiten des berechneten Bemessungshochwassers und daraus resultierender Überströmung des Dammes keinen Dammbruch zu riskieren, wurde der Damm auf der Luftseite zusätzlich mit einem Steinwurf versehen und die Krone betoniert. Dadurch könnte der Damm über die ganze Breite um einen Meter überströmt werden ohne dass es zu Erosionen kommt.

Abb. 5.108 Muscat Dam mit Hochwasserentlastungsanlage in der Mitte, Sultanat von Oman [5.43]

5.7.4

Energieumwandlungsanlagen bei Talsperren

Grundsätzlich können Energieumwandlungsanlagen an Talsperren so ausgeführt werden, wie bei Flusssperren. Im Vergleich zu den in Kapitel 4 „Wehre“, Abschnitt 4.5 beschriebenen konventionellen bzw. „ebenen“ Tosbecken bieten sich bei Talsperren jedoch noch weitere Möglichkeiten einer wirksamen Energieumwandlung an. Dies sind zum einen „räumliche“ Tosbecken und zum anderen Kaskadentreppen (Treppenschussrinnen, stepped spillways), die im Folgenden beschrieben werden.

5.7 Betriebseinrichtungen

291

Treppenschussrinne (stepped spillway) Staumauern können grundsätzlich überströmbar konzipiert werden. Zahlreiche Gewichtsstaumauern führen daher die Hochwasser über den Mauerrücken ab (Abb. 5.105). In der Regel ist der Mauerrücken jedoch eine mehr oder weniger glatte Betonoberfläche; eine Energieumwandlung erfolgt daher im Überlaufstrahl – je nach Rauheit des Betons – nur in geringen Umfang (10 bis 30 % der Energiehöhe). Ein am Mauerfuß angeordnetes Tosbecken muss daher die Energieumwandlung übernehmen. Seit der Entwicklung der RCC-Mauern (siehe Abschnitt 5.4.3) werden Mauerrücken als sogenannte stepped spillways ausgebildet. Hier kann ein großer Anteil der Energiehöhe bereits am Mauerrücken umgewandelt werden (Abb. 5.109). Zwar wird am Mauerfuß auch hier noch ein Tosbecken benötigt, dieses kann aber deutlich kleiner ausgebildet werden.

Abb. 5.109 Olivenhain Dam in Kalifornien mit stepped spillway

Die Stufenhöhen betragen zwischen 0,3 und 1,2 m bei einer Neigung der luftseitigen Mauerkrone von etwa 30° bis 50°. Stepped spillways haben insbesondere folgende Vorteile:

– Der schichtförmige Aufbau einer RCC-Mauer kann auch im Bereich des Mauerrückens beibehalten werden; – der lagenweise Einbau des RCC ermöglicht eine simultane und somit wirtschaftliche Errichtung der Treppenstufen der Hochwasserentlastung auf dem Mauerrücken;

292

5

Talsperren

– die treppenförmige Schussrinne stellt eine Kombination zwischen Transportbauwerk und Energieumwandlungsanlage dar. Grundsätzlich stellen sich zwei unterschiedliche Fließzustände ein, die von der Überfallhöhe abhängen (Abb. 5.110):

– Kaskadenströmung (nappe flow): Dieser Zustand entspricht einem Abfluss über eine Reihe von unmittelbar aneinander anschließenden Absturzbauwerken (Kaskaden). – Gerinneströmung (skimming flow): Hierbei schießt die Strömung als kohärenter Abfluss über die komplett eingestauten Stufen und entspricht damit einem Abfluss in einem rauen Gerinne (Abb. 5.111). Bei der Bemessung von stepped spillways spielen neben den hydraulischen Bemessungskriterien (Beginn des Lufteintrags, Energieumwandlung) folgende konstruktive Gesichtspunkte eine Rolle [5.5]:

– Dammlänge, Unterwasserbreite und der zulässige spezifische Abfluss bestimmen die erforderliche Breite des Überlaufrückens, – die Überlaufkrone kann als Standardprofil ausgebildet werden (z. B. WES-Profil, siehe Kapitel 4 „Wehre, Abschnitt 4.2.1), – die geplante Schüttlage der Mauer bestimmt aus baubetrieblichen Gründen die Stufenhöhe der Treppen.

Abb. 5.110 Energieumwandlung über einem stepped spillway [5.5] (links als Kaskadenströmung, rechts wie bei einem rauem Gerinne)

5.7 Betriebseinrichtungen

293

Abb. 5.111 Überlauf über den Mujib-dam in Jordanien auf stepped spillway

Räumliches Tosbecken Im Gegensatz zu einem ebenen Wechselsprung, der in konventionellen Tosbecken zu einer ausreichenden Energieumwandlung führt, wird am Ende von Schussrinnen oder Schrägstollen häufig ein räumliches Tosbecken angeordnet. In diesem findet ein sogenannter „räumlicher Wechselsprung“ statt. Der Vorteil von räumlichen Tosbecken ist die geringere notwendige Tosbeckenlänge im Vergleich zu konventionellen Becken. Die Dissipation kann auf kürzerer Strecke erfolgen. Die hydraulische Bemessung erfolgt analog den ebenen Tosbecken (siehe Kapitel 4 „Wehre“). Allerdings wird ein Beiwert ß eingeführt. Dieser hängt ab von der Breite des Schussstrahls b, der in das Becken eintaucht und der Breite des räumlichen Tosbeckens B (Abb. 5.112).

0,33 ≤ β =

b ≤ 1,0 B

(5.14)

Mit h1 als Höhe des Eingangsschussstrahls lässt sich die Froudzahl Fr1 ermitteln:

294

Fr1 =

5

Talsperren

v12

(5.15)

gh1

Damit errechnet sich die zu h1 korrespondierende Fließtiefe im Strömen zu: 1 h2 = β ⋅ ⋅ h1 ⋅ 2

(

b

)

8 ⋅ Fr12 + 1 − 1

(5.16)

B

Abb. 5.112 Räumliches Tosbecken, nach [5.4]

Die weiteren Konstruktionsmerkmale (Störkörper, gezahnte Endschwelle etc.) entsprechen denen eines konventionellen Tosbeckens (s. Kapitel 4 „Wehre“).

5.8 Literatur 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6 5.7

Bayerisches Staatsministerium für Landesentwicklung und Umweltfragen: Wasser für Franken – „Die Überleitung“. München, 2000 Bishop A. W. and Morgenstern N.: Stability coefficients for earth slopes. Géotechnique 10, pp. 129 - 150, 1960 Bishop A. W.: The use of the slip circle in the stability analysis of slopes. Géotechnique 5, pp. 7 - 17, 1955 Blind H.: Wasserbauten aus Beton. Handbuch für Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau. (Hrsg.) Herbert Kupfer. Verlag Ernst & Sohn, Berlin, 1987 Boes R. and Minor H.-E.: Hydraulic Design of Stepped Spillways for RCC Dams. Hydropower & Dams, Issue 3, 2002 Chugaev R. R.: Gründungsumriss von Wasserbauwerken (in russischer Sprache). Moskau - Leningrad, 1962 Conrad M.: A contribution to the thermal stress behaviour of Roller-CompactedConcrete (RCC) gravity dams – Field and numerical investigations. Mitteilungsheft Nr. 105 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2006

5.8 Literatur 5.8

5.9 5.10 5.11 5.12 5.13 5.14 5.15 5.16 5.17 5.18

5.19 5.20 5.21 5.22 5.23 5.24 5.25 5.26 5.27

295

Cooke J. B. and Sherard J. L. (Hrsg.): Concrete Face Rockfill Dams – Design, Construction and Performance. Proceedings of a Symposium of the Geotechnical Engrg. Div. of the American Society of Civil Engineers (ASCE), Detroit, Michigan, 21. Oct 1985 Cooke J. B.: Empirical Design of the CFRD. The International Journal on Hydropower & Dams, Vol. 5 Issue 6, pp. 24 - 27, 1998 Cooke J. B.: The Concrete Faced Rockfill Dam. International Water Power & Dam Construction, January 1991 Cooke J. B.: The development of today’s CFRD dam. Proceedings of the Second Symposium on Concrete Face Rockfill Dams, Florianapolis, Brazil, Brazilian Committee on Dams, pp. 3 - 11, 1999 Davidenkoff R.: Deiche und Erddämme. Werner-Verlag, Düsseldorf, 1964 Davidenkoff R.: Unterläufigkeit von Staubauwerken. Werner-Verlag, Düsseldorf, 1970. DWA: Berechnungsverfahren für Gewichtsstaumauern – Wechselwirkung zwischen Bauwerk und Untergrund. DVWK-Merkblatt 242 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1996 DWA: Mess- und Kontrolleinrichtungen zur Überprüfung der Standsicherheit von Staumauern und Staudämmen. DVWK-Merkblatt 222 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1991 DWA: Wahl des Bemessungshochwassers; Entscheidungswege zur Festlegung des Schutz- und Sicherheitsgrades. DVWK-Merkblatt 209 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1989 Ewert F.-K.: Hydrofracturing of latent discontinuities in rock and implications for successful and economical execution of grouting. Dam Engineering, Volume XVI Issue 1, pp 5 - 65, Wilmington Publishing Ltd, 2005 Forbes B. A.: Some recent innovative methods and techniques in the design and construction of RCC dams. Proceedings of the International Symposium on Roller Compacted Concrete Dams, November 17 - 19, 2003, Madrid, pp. 49 - 60, Ed. Berga L., Buil J. M., Jofré C., Cjonggang S., A. A. Balkema, 2003 Häusler E.: Zur Kolkproblematik bei Hochwasser-Entlstungsanlagen an Talsperren mit freiem Überfall. Wasserwirtschaft 70, Heft 3, S. 97 - 99, 1980 Houlsby G. T. and Schofield A. N. (Editors): Predictive Soil Mechanics, Proceedings of the Wroth Memorial Symposium held at St Catherine's College, Oxford, 2729 July 1992, Thomas Telford, London, 1993 ICOLD: Embankment Dams with bituminous concrete facing – Review and recommendations. Bulletin 114, 1999 ICOLD: Rockfill Dams with concrete facing – State of the art. Bulletin 70, 1989 ICOLD: Roller Compacted Concrete for gravity dams – State of the art. Bulletin 75, 1989 ICOLD: Roller-Compacted Concrete Dams– State of the art and case histories. Bulletin 126, 2003 ICOLD: Seismic Design and Evaluation of Structures Appurtenant to Dams. 2002 ICOLD: Seismic Observation of Dams. Bulletin 113, 1999 Kleist F.: Die Systemdurchlässigkeit von Schmalwänden - Ein Beitrag zur Herstellung von Schmalwänden und zur Prognose der Systemdurchlässigkeit. Mitteilungsheft Nr. 87 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 1999

296 5.28 5.29 5.30 5.31 5.32 5.33

5.34

5.35 5.36 5.37

5.38 5.39 5.40 5.41 5.42 5.43 5.44 5.45 5.46 5.47 5.48

5

Talsperren

Krey H. D.: Erddruck, Erdwiderstand und Tragfähigkeit des Baugrundes, Verlag von W. Ernst und Sohn, Berlin, 1926 Kutzner Ch.: Erd- und Steinschüttdämme für Stauanlagen. Grundlagen für Entwurf und Ausführung. Ferdinand Enke Verlag, Stuttgart, 1996 Kutzner Ch.: Injektionen im Baugrund. Ferdinand Enke Verlag, Stuttgart, 1991 Landesanstalt für Umweltschutz, Baden-Württemberg (LfU): Sicherung von Altlasten mit Schlitz- oder Schmalwänden. Zentraler Fachdienst Wasser - Boden - Abfall - Altlasten, Heft 23, Karlsruhe, 1995 Lombardi G. and Deere D.: Grouting Design and Control Using the GIN Principle. Water Power & Dam Construction, June 1993 Materon B.: Alto Anchicaya dam – ten years after performance. Proceedings of a Symposium on Concrete Face Rockfill Dams – Design, Construction and Performance of the Geotechnical Engrg. Div. of the American Society of Civil Engineers (ASCE), Detroit, Michigan, 21. Oct 1985, ASCE, New York, pp. 73 - 87, 1985 Materon B.: Construction of Foz do Areia dam. Proceedings of a Symposium on Concrete Face Rockfill Dams – Design, Construction and Performance of the Geotechnical Engrg. Div. of the American Society of Civil Engineers (ASCE), Detroit, Michigan, 21. Oct 1985, ASCE, New York, pp. 192 - 207, 1985 Patt M.: Planung und Ausführung von Flußumleitungen im Talsperren- und Flußkraftwerksbau. Mitteilung Nr. 84 des Instituts für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Rheinisch-Westfälischen Technischen Hochschule Aachen, 1992 Pawlitzki U.: Die Entlastungsanlage der Sambesi-Talsperre Caborra Bassa. Wasserwirtschaft 70, Heft 3, S. 94 - 97, 1980 Perzlmaier S., Haselsteiner R.: Der Systemansatz zur Beurteilung der Gefahr der hydrodynamischen Bodendeformation. In: Mitteilungsheft Nr. 104 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2006 Prinz H.: Abriss der Ingenieurgeologie. Ferdinand Enke Verlag, Stuttgart, 2001 Rißler P.: Talsperrenpraxis. Verlag Oldenburg, München, 1998 Selim M. M., Imoto M. and Hurukawa N.: Statistical Investigation of reservoirinduced seismicity in Aswan area, Egypt. In: Earth Planets Space, Vol. 54, pp 349 - 356, 2002 Sherard J. L., Dunnigan L. P., Talbot J. R.: Filters for silts and clays. Journal of Geotechnic Engineering, ASCE, Vol. 110, No. 6, pp 701 - 718, 1984 Sichardt W.: Kies- und Sandfilter im Grund-und Wasserbau. Bautechnik 29, Heft 3, S. 72 - 76, Heft 4, S. 104 - 108, 1952 STRABAG International: Dam Engineering in Kenya, Nigeria, Oman and Turkey. Technical Reports Brochure No. 52, Eigenverlag, 1997 STRABAG Tiefbau GmbH: Asphalt-Wasserbau, Speicherbecken: Verfahrenstechniken für Asphaltdichtungen; Rückblick auf ausgeführte Projekte. Schriftenreihe Nr. 51, Eigenverlag, 1996 Striegler W.: Dammbau in Theorie und Praxis. Verlag für Bauwesen, Berlin, 1998 Strobl Th. and Kleist F.: The limits of the reverse circulation rotary cutting technique capability. In: International Symposium on Dam Foundations Problems and Solutions. Antalya, 23.9.1999. ICOLD, Ankara, pp. 289 - 297, 1999 Terzaghi K., Peck R. B. and Mesri G.: Soil Mechanics in Engineering Practice. Third Edition, John Wyley and Sons, Inc., 1996 Wieland M.: Erdbeben und Talsperren. In: Wasser, Energie, Luft; 94. Jahrgang, Heft 9/10, S. 277 - 285, 2002

5.8 Literatur 5.49 5.50

297

World Commission on Dams (WCD): Dams and Development: A New Framework for Decision-Making. Earthscan Publications, 2001 Zweck H.: Versuchsergebnisse über die Zusammensetzung von Filtern. Vortrag Baugrund-Tagung Hamburg, S. 161 - 174, 1958

6

Wasserkraft

Die Wasserkraft ist im Grunde eine ideale Kombination aus Solar- und Windenergie. Die Sonne lässt das Wasser verdampfen und es bilden sich Wolken. Diese werden vom Wind landeinwärts getrieben und regnen an den Berghängen ab. In den so entstehenden Bächen und Flüssen ist diese regenerative Wasserkraft konzentriert gespeichert. Wasserkraftanlagen dienen schon seit Jahrtausenden der umweltverträglichen Energieerzeugung. Die potentielle Energie herabfallenden Wassers und die kinetische Energie des Wasserstromes der Bäche und Flüsse wurden zunächst direkt in mechanische Arbeit umgewandelt. Die Nutzung der Wasserkraft reicht bis ins antike Griechenland und Rom zurück, wo Wasserräder zum Mahlen von Getreide eingesetzt wurden. Zum Antrieb von Mühlrädern und in Hammerschmieden verwendete man sehr früh das Stoßrad, später unter- und oberschlächtige Wasserräder. Im Mittelalter entwickelte man große Wasserräder aus Holz, die eine maximale Leistung von etwa 37 Kilowatt erbrachten. Die moderne Wasserkraft verdankt ihre Entwicklung dem englischen Bauingenieur John Smeaton (1724 - 1792), der als erster Ingenieur große Wasserräder aus Gusseisen baute. Die Wasserkraft spielte nun eine wichtige Rolle bei der Industriellen Revolution. Sie gab dem Wachstum der Textil-, Leder- und Fertigungsindustrie Anfang des 19. Jahrhunderts entscheidende Impulse. Zwar war die Dampfmaschine bereits erfunden, aber Kohle war knapp und Holz als Brennstoff unzureichend. Wasserkraft trug wesentlich zur Entwicklung der ersten Industriestädte in Europa und den Vereinigten Staaten von Amerika bei, bis Mitte des 19. Jahrhunderts mit dem Bau von Kanälen billige Transportwege für Kohle geschaffen wurden. Die Erfindung von Generatoren zur Erzeugung elektrischer Energie führte zur Entwicklung von unterschiedlichen Wasserturbinen im 19. Jahrhundert. Es war nun möglich, die mechanische Arbeit des Wasserstromes an der Turbine in elektrischen Strom umzuwandeln und diese Energie über Hochspannungsleitungen an vom Fluss entfernte Orte mit Strombedarf zu leiten, beispielsweise vom 1891 errichteten Kraftwerk Lauffen am Rhein mit einer 175 km langen Leitung nach Frankfurt am Main. Die Erschließung der Wasserkraft erfordert umfangreiche Baumaßnahmen wie Stauseen, Dämme, Umgehungskanäle und den Einbau von großen Turbinen

300

6

Wasserkraft

und Generatoren. Durch das zunehmende Umweltbewusstsein richtet sich der Blick heute auch auf andere erneuerbaren Energiequellen, wie Solarenergie, die Brennstoffzelle und die Biomasse (nachwachsendes Pflanzenmaterial). Von besonderem wirtschaftlichem aber auch ökologischem Interesse ist jedoch, dass Wasserkraftanlagen einen im Vergleich mit anderen Stromerzeugern unerreicht hohen Erntefaktor aufweisen*. Hinzu kommt, dass die Stromerzeugung CO2-frei ist (Abb. 6.1). Die Wasserkraftanlagen dienen heute fast ausschließlich der Erzeugung elektrischer Energie. In der Bundesrepublik Deutschland werden gegenwärtig etwa 4 Prozent des Strombedarfs aus Wasserkraft gewonnen. Im wasserreichen Bayern sind es je nach Niederschlagsmenge pro Jahr zwischen 15 und 20 % und in den Alpenländern Österreich und Schweiz sogar rund 60 % bis 70 %. Im Vergleich: Die EU deckt rund 14 % ihres Strombedarfs mit Wasserkraft.

1200 1000 800

800

760 580

600 400

25

20

4

Windenergie

Wasserkraft

200

200

Kernenergie

CO2-Emissionen [g/kWh]

1000

Abb. 6.1

Solarenergie

Erdgas

Heizöl

Steinkohle

Braunkohle

0

CO2-Emmission nach Energieträgern

Weltweit stellt die Wasserkraft etwa ein Viertel der insgesamt erzeugten elektrischen Energie und nimmt an Bedeutung noch zu. Die weltweit verfügbaren, noch ungenutzten Wasserkraft-Ressourcen zeigt Tabelle 6.1. Beispiele für die *

Der Erntefaktor ist das Verhältnis zwischen erzeugbarer elektrischer Arbeit währen der Lebensdauer der Anlage (Energiegewinn) zu der für Bau, Betrieb und Abriss zu investierenden Energie (Energieaufwand).

6.1 Ausbauleistung und Energieermittlung

301

Ausbauleistung von Wasserkraftanlagen sind in Tabelle 6.2 angegeben. In manchen Ländern ist Wasserkraft die wichtigste Quelle für elektrischen Strom. An der Spitze liegen Norwegen (99 Prozent), die Demokratische Republik Kongo (97 Prozent) und Brasilien (96 Prozent). Das im Jahre 2006 weltweit noch leistungsstärkste Kraftwerk Itaipu am Paraná, dem Grenzfluss zwischen Brasilien und Paraguay, das 1984 die erste seiner damals 18 Turbinen in Betrieb nahm, ist derzeit die leistungsstärkste Wasserkraftanlage der Welt mit 14 000 Megawatt bei vollem Betrieb der zwischenzeitlich 20 Generatoren (Ausbauleistung seit 2004). Im Jahre 2000 produzierte allein diese Anlage 93,4 Mrd. kWh elektrischen Strom. Am 22. November 1997 wurde in China mit dem Bau des künftig leistungsstärksten Wasserkraftwerks der Welt begonnen (Drei-Schluchten-Damm, Three Gorges Dam, Abb. 6.2). Bis zum Jahr 2009 soll der Jangtsekiang oberhalb der Stadt Yichang durch den Drei-Schluchten-Damm auf einer Länge von 660 Kilometern aufgestaut werden und das angeschlossene Kraftwerk eine Leistung von maximal 18.200 Megawatt aufweisen. Damit wird das DreiSchluchten-Kraftwerk die leistungsstärkste Einzelanlage der Welt. Man rechnet mit einem Regelarbeitsvermögen von über 80 Mrd. kWh pro Jahr. Bezogen auf die Jahresproduktion an elektrischem Strom bleibt allerdings die Anlage in Itaipu Spitzenreiter. Zum Vergleich: Das Kernkraftwerk Ohu in Deutschland erzeugte im Jahre 2004 rund 8 Mrd. kWh elektrischen Strom.

Abb. 6.2 Ab 2009 das leistungsstärkste Wasserkraftwerk der Welt: Three Gorges am Jangtsekiang in China

Kleine Wasserkraftwerke mit Leistungen zwischen mehreren Kilowatt und einem Megawatt gibt es in zahlreichen Ländern. Vor allem diese kleinen Wasserkraftwerke waren und sind auch heute noch ein wesentlicher, wirtschaftlich bedeutender Faktor bei der Energieerzeugung in kleinen und mittelständischen Betrieben. In Deutschland gibt es annähernd 6 000 Wasserkraftanlagen, von

302

6

Wasserkraft

denen jedoch nur 403 eine Leistung von über einem MW aufweisen (Stand: 2000; Quelle: Umweltbundesamt). Tabelle 6.1 Ungenutzte, ökonomisch nutzbare Wasserkraft-Ressourcen [6.5] Region Europa (ohne ehem. UdSSR) USA ehemalige UdSSR Japan und China Süd- und Zentralamerika Afrika Asien (ohne Japan, China, Sibirien) Australien und Ozeanien

Kapazität [GW]

Energie [TWh/a]

215 200 269 380 328 437 309 38

700 1300 1100 1450 1850 2000 1200 200

Tabelle 6.2 Beispiele für die Ausbauleistung von Wasserkraftanlagen Kraftwerk Three Gorges Itaipu Guri Grand Coulee Sayano Krasnoyarsk La Grande 2 Churchill Falls Tarbela Gezhouba Nurek Mica Cabora Bassa Atatürk

Inbetriebnahme 2009 1984 1986 1942 1978 1972 1979 1971 1977 1980 1976 1976 1977 1992

Land China Brasilien / Paraguay Venzuela USA Rußland Rußland Kanada Kanada Pakistan China Tadschikistan Kanada Mocambique Türkei

Leistung [MW] 18.200 14.000 9.800 6.500 6.400 5.900 5.300 5.000 3.000 2.700 2.700 2.600 2.400 2.400

6.1 Ausbauleistung und Energieermittlung

6.1

303

Ausbauleistung und Energieermittlung

Die Energieausbeute einer Wasserkraftanlage hängt im Wesentlichen vom Zufluss Q und der Nettofallhöhe Hn ab (Abb. 6.4). Die zur Verfügung stehende Energie des Wasserstromes ρ ⋅ Q mit dem Potential g ⋅ H wird an einer Turbine in Drehleistung umgewandelt. Die Leistung P einer Turbine entspricht dem Drehmoment Md multipliziert mit der Winkelgeschwindigkeit ω der sich drehenden Turbine.

P = Md ⋅ω

[Nm/s]

(6.1)

oder

P = η ⋅ ρ ⋅ Q ⋅ g ⋅ Hn

[kW]

(6.2)

mit

η ρ

g Q Hn

Gesamtwirkungsgrad der Wasserkraftanlage [0,80 - 0,90] Dichte des Wassers [kg/m3] Erdbeschleunigung [m/s2] Wasserstrom [m3/s] Nettofallhöhe [m]

Der Unterschied zwischen der geodätisch vorhandenen Rohfallhöhe und der zur Energieerzeugung nutzbaren Nettofallhöhe Hn berücksichtigt bei Hochdruckanlagen die Reibungs- und Krümmungsverluste in den Triebwasserleitungen sowie die Einlaufverluste an der Triebwasserfassung (Abb. 6.4). Bei modernen Anlagen liegt der Anlagenwirkungsgrad, der Verluste zwischen Turbineneinlauf und -auslauf einschließt, zwischen 0,80 und 0,90 (Abb. 6.3). Damit ergibt sich für eine Abschätzung der erzielbaren Leistung P die nicht dimensionsreine überschlägige Beziehung

P ≈ 8 ⋅ Q ⋅ Hn

[kW]

(6.3)

Die Ausbauleistung Pa ist die maximale elektrische Leistung eines Kraftwerks und wird nur beim Ausbauzufluss Qa erreicht. Wegen naturbedingter Abflussschwankungen steht dieser Zufluss allerdings nicht kontinuierlich zur Verfügung. Wasserkraftanlagen an mitteleuropäischen Flüssen erreichen oder überschreiten den gewählten Ausbauzufluss nur an etwa 30 bis 60 Tagen im Jahr.

304

6

η

Wasserkraft

Kaplan-Turbine

Pelton-Turbine

Francis-Turbine

relativer Abfluss Q/Qa Abb. 6.3

Wirkungsgrade verschiedener Turbinen [6.19]

Oberwasser

unbeeinflusster Wasserpiegel

aufgestauter Wasserpiegel

Unterwasser

beeinflusster Bereich

Nettofallhöhe Hn

Bruttofallhöhe H

Wasserkraftwerk Abb. 6.4

Brutto- und Nettofallhöhe an Wasserkraftanlagen

6.1 Ausbauleistung und Energieermittlung

305

m + NN

Gesamtfallhöhe 290 m

Füssen

Staustufe

Kopfspeicher Forggensee V = 135 Mio. m3

Augsburg

Abb. 6.5

6.1.1

Schongau

Endspeicher Merching V = 2,7 Mio. m3

Längsschnitt durch eine Staustufenkette (Beispiel Lech)

Leistungsplan

Zur Beurteilung der mittleren jährlichen Energieausbeute muss die mittlere Überschreitungsdauerlinie des Zuflusses bekannt sein. Verfährt man mit den zugehörigen Dauerlinien des Unterwasserstandes und des Oberwasserstandes in gleicher Weise, lässt sich aus diesen beiden Kennkurven die Fallhöhendauerlinie ermitteln. Die Multiplikation von Überschreitungsdauerlinie des Zuflusses und der Fallhöhendauerlinie liefert damit die Leistungsdauerlinie über ein Jahr (Abb. 6.6). Aus der Integration der Leistungsdauerlinie lässt sich die Jahresarbeit der Wasserkraftanlage bestimmen.

306

6

Wasserkraft

Abb. 6.6

6.1.2

Leistungsplan einer Niederdruck-Wasserkraftanlage

Tagesgang des Strombedarfs

Der Bedarf an Strom ist im Tagesverlauf nicht konstant. Zwischen 7 und 14 Uhr und nochmals in den Abendstunden steigt der Bedarf an und hat die tiefsten Werte in den Nachtstunden (Abb. 6.7). Der Vergleich zwischen Winter und Sommer zeigt, dass auf Grund der tieferen Temperaturen (Elektroheizung) und kürzerer Tage (Licht) ein deutlich höherer Strombedarf an Wintertagen resultiert. Um den Bedarf an Strom jederzeit zuverlässig abzudecken, müssen die Energieerzeuger neben der Grundlast auch den Spitzenbedarf liefern können. Hierfür stehen meist Gaskraftwerke zur Verfügung, weil sie relativ schnell ans Netz gehen können. Die schnellste Anpassung an erhöhten Strombedarf ermöglichen jedoch Pumpspeicherwerke (siehe Abschnitt 6.6). Innerhalb von wenigen Sekunden lassen sich Pumpturbinen von Pumpbetrieb auf Turbinenbetrieb umstellen und können damit effektiv Spitzenstrom erzeugen.

6.1 Ausbauleistung und Energieermittlung

307

P [MW]

Bedarf im Winter

Bedarf im Sommer

Zeit [h] Abb. 6.7 Exemplarische Darstellung der Schwankung der täglichen Leistungsbedarfskurve im Sommer und Winter eines Stromversorgers

Die Stromproduktion wird in der Regel in drei Bereiche unterteilt: Die Grundlast, Mittellast und Spitzenlast. Die Grundlast in Deutschland liefern thermische Kraftwerke und Kernkraftwerke, die – bis auf Revisionszeiten – das ganze Jahr über am Netz sind ( > 5 000 Stunden). Die Laufwasserkraftwerke tragen ebenfalls zur Grundlast bei. Die benötigte Primärenergie dieser Anlagen ist kostengünstig (Braunkohle, Uran) oder sogar gratis (Wasserdargebot bei Wasserkraftanlagen). Die Mittellast wird von Kraftwerken getragen, die zwischen 2 000 und 3 000 Stunden pro Jahr in Betrieb sind. Diese Kraftwerke werden vorwiegend eingesetzt, um die Tagesschwankungen im Strombedarf aufzufangen. Die verwendete Primärenergie ist teurer (Steinkohle, Gas, Öl) als bei den vorgenannten thermischen Anlagen. Die Mittellast übernehmen auch Speicherwasserkraftwerke. Die dritte Kategorie, Spitzenlast, wird in Deutschland von Gasturbinen und Wasserkraftwerken übernommen (Speicherkraftwerke und Pumpspeicherwerke). In Österreich übernehmen in erster Linie Laufwasserkraftwerke und Speicherkraftwerke die Stromproduktion der Grundlast (Abb. 6.8).

308

6

Wasserkraft

Abb. 6.8

Stromproduktion nach Kraftwerkstyp (in Österreich, Stand 2004)

Tabelle 6.3 Spezifische Herstellungskosten pro kW installierter Leistung [6.8] Ausbauleistung

< 100 kW

100 bis 250 kW

250 bis 500 kW

500 bis 1000 kW

1 - 10 MW

Spezifische

7500 -

6000 -

5000 -

4500 -

4000 -

Herstellungskosten

12500

7500

6000

5000

4500

[€ / kW]

6.2

Einteilung der Wasserkraftanlagen

Es gibt mehrere Kriterien, nach denen Wasserkraftwerke sinnvoll eingeteilt werden können. Eine häufige Form der Einteilung orientiert sich an der Fallhöhe (Druckhöhe) der Anlage (Abb. 6.9). Verfügen Kraftwerke über eine Fallhöhe von etwa 50 Metern und mehr, spricht man von Hochdruckanlagen. Flusskraftwerke haben in der Regel Fallhöhen kleiner etwa 15 m und sind Niederdruckanlagen. Dazwischen bewegen sich die Mitteldruckanlagen.

6.2 Einteilung der Wasserkraftanlagen

Hochdruckanlagen h > 50 m Abb. 6.9

Mitteldruckanlagen 15 m < h < 50 m

309

Niederdruckanlagen h < 15 m

Einteilung der Wasserkraftwerke nach der Fallhöhe [6.20]

Hochdruckanlagen sind in aller Regel Talsperrenkraftwerke (siehe Abschnitt 6.4), in denen die gewünschte Fallhöhe durch Speicherung und Aufstau in einem Staubecken erfolgt. Daher rührt auch die Bezeichnung Speicherkraftwerk. Die Niederdruckanlagen sind meist Flusskraftwerke (siehe Abschnitt 6.3), bei denen das Maschinenhaus im oder am Fluss errichtet wird, oder Ausleitungskraftwerke, bei denen das Wasser zu einem großen Anteil in einen Ausleitungskanal geleitet wird (siehe Abschnitt 6.3.3). Eine Sonderrolle spielen Pumpspeicherkraftwerke (siehe Abschnitt 6.5). Bei ihnen wird das für den Turbinenbetrieb benötigte Triebwasser bei Stromüberschuss zunächst in ein Oberbecken gepumpt, um es in Zeiten erhöhten Strombedarfs energetisch zu nutzen. Lohnend sind diese Anlagen nur bei entsprechender großer Fallhöhe, daher gehören Pumpspeicherwerke üblicherweise zur Gruppe der Mittel- und Hochdruckanlagen. Steht in einem Staubecken nur wenig Platz für die Zwischenspeicherung des Triebwassers zur Verfügung, spricht man von Laufwasserkraftwerken. Dies ist meist bei Flusskraftwerken und Ausleitungskraftwerken der Fall. Bei Talsperrenkraftwerken und Pumpspeicherkraftwerken hingegen kann das Wasser für Zeiten erhöhten Bedarfs zwischengespeichert werden. Diese heißen daher auch Speicherkraftwerke. Eine Gesamtschau der unterschiedlichen Kraftwerksarten und -bezeichnungen gibt die Übersicht in Tabelle 6.4.

310

6

Wasserkraft

Tabelle 6.4 Einteilung von Wasserkraftanlagen Niederdruckanlagen Laufwasserkraftwerke Flusskraftwerke

6.3

Ausleitungskraftwerke

Hochdruckanlagen Speicherkraftwerke Talsperrenkraftwerke

Pumpspeicherkraftwerke

Niederdruckanlagen

Zu den Niederdruckanlagen zählt man die Wasserkraftwerke mit weniger als etwa 15 m Fallhöhe (siehe Abb. 6.9). Sie befinden sich im Mittellauf der Flüsse und verfügen daher über deutlich höhere Abflüsse als Mitteldruck- oder Hochdruckanlagen. 6.3.1

Flusskraftwerke

An Flüssen werden Wasserkraftanlagen immer in Verbindung mit Wehren gebaut. Das Wehr staut den Fluss auf die gewünschte Höhe (Stauziel) und bewirkt dadurch den für die Energieerzeugung nutzbaren Unterschied zwischen Ober- und Unterwasser. Das Wehr führt darüber hinaus auch Hochwasser ab. Die Flusssohle im Unterwasser des Kraftwerks wird ausgebaggert und dadurch tiefer gelegt. Damit erreicht man eine größere Fallhöhe und stellt gleichzeitig sicher, dass auch in Zeiten niedriger Wasserführung der Auslauf des Kraftwerks stets eingestaut bleibt. Dies ist aus betrieblichen Gründen unabdingbar. 6.3.2

Anordnung im Fluss

Die Anordnung eines Kraftwerks in einem Fluss unterscheidet sich in Bezug auf seine Lage zum Wehr (Abb. 6.10):

– Bei der Blockbauweise (a) werden Kraftwerk und Wehr nebeneinander in getrennten Baukörpern angeordnet. Zwischen Wehr und Kraftwerk sorgt der Wehrpfeiler für eine hydraulisch günstige Anströmung des Kraftwerkes. Ist die erforderliche Breite des Absperrbauwerks (Kraftwerk und Wehr) größer als die Flussbreite, wird das Kraftwerk in einer Bucht des aufgeweiteten Flusses angeordnet. Bei ausreichend langer Verziehung stört dies die Kraftwerksanströmung kaum, ermöglicht aber bei Hochwasser einen ungestörten Abfluss über das Wehr;

6.3 Niederdruckanlagen

311

– Zweiseitige Kraftwerke (b) wurden gelegentlich an Grenzflüssen zwischen zwei Ländern gebaut. Jeder Betreiber hat seine Kraftanlage am eigenen Ufer; das Wehr ist ein bilaterales Projekt; – Seltener sind Inselkraftwerke (c), weil die Zugänglichkeit zum Kraftwerk erschwert wird. Findet man in Ausnahmefällen in Flussmitte besonders günstige geologische Verhältnisse für die Gründung des im Vergleich zum Wehr massiveren Kraftwerkblocks, mag diese Lösung wirtschaftlicher sein als die Blockbauweise; – Eine besonders interessante Bauform stellen Pfeilerkraftwerke (d) dar. Hier sind die Wehrpfeiler zu einzelnen breiten Kraftwerksblöcken ausgebaut, in denen je ein Maschinensatz (Turbine und Generator) untergebracht ist; – Bei überströmbaren Kraftwerken (e) fehlen Aufbauten; sie können daher sehr gut in die Flusslandschaft eingegliedert werden. Im Hochwasserfall ist die gesamte Anlage überströmt.

WK

WK

WK

WK

Wehr

Wehr

Wehr

Wehr

Wehr und WK

a

b

c

d

e

Abb. 6.10 Anordnung von Wasserkraftanlagen (WK) im Fluss

Bei Anordnung eines Kraftwerkes in einer Flusskrümmung ist darauf zu achten, dass der Einlauf zu den Turbinen von Geschiebe frei gehalten wird. Auf Grund der Spiralströmung (beschrieben in Kapitel 3 „Flussbau“) wird Geschiebe zur Innenkrümmung des Flusse transportiert. Daher kommt das Kraftwerk in der Regel in der Außenkrümmung eines Flusses zu liegen (Abb. 6.11 und Abb. 6.12).

312

6

Wasserkraft

Kraftwerk

Wehr

Querschnitt A - A’

Querschnitt B - B’

Querschnitt C - C’

Abb. 6.11 Anordnung des Kraftwerkes in Außenkrümmung eines Flusses

Abb. 6.12 Beispiel für die Blockbauweise eines Wasserkraftwerkes (Staustufe Vohburg, Donau). Links oben im Bild ein naturnaher Fischpass; im Fluss ein dreifeldriges Wehr, das Kraftwerk und die Transformatorenstation

6.3 Niederdruckanlagen

6.3.3

313

Ausleitungskraftwerk

Beim Ausleitungskraftwerk (Umleitungskraftwerk, Kanalkraftwerk) sind Wehr und Kraftwerk oft viele Kilometer voneinander getrennt (Abb. 6.13). Das Kraftwerk wird außerhalb des Flusses errichtet, was vor allem in der Vergangenheit hinsichtlich bautechnischer Erleichterungen wichtig war. Ein weiterer Vorteil ist die hohe Energiedichte, die man bei speziellen topographischen Voraussetzungen durch große Fallhöhen erreichen kann. Problematisch ist die Ausleitung des Wassers aus dem Fluss, der dann auf viele Kilometer Lauflänge nur mit einer sog. Pflichtwasserabgabe (Restwasserabfluss) bedacht wird. Weitere Hinweise hierzu sind in Abschnitt 6.9 „Ökologie und Wasserkraft“ nachzulesen.

Wehr

Bypass Unterwasser

Einlaufbauwerk Oberwasser

Einlaufbecken

Kraftwerk

Abb. 6.13 Ausleitungs- bzw. Umleitungskraftwerk

6.3.4

Gestaltung des Kraftwerkes im Längsschnitt und Aufriss

Beim Uferanschluss des Kraftwerkes gelten die Konstruktionshinweise für Wehre sinngemäß. Besondere Beachtung verdient der Einlaufbereich. Dieser muss möglichst strömungsgünstig ausgebildet sein, damit Energieverluste infolge Strömungsumlenkung und Wirbelbildung weitgehend vermieden werden. Für Vorentwürfe können die in Abb. 6.14 und Abb. 6.15 angegebenen Maße für Einläufe, Saugrohre und Turbinen verwendet werden. Alle Abmessungen sind bezogen auf den vom Turbinenhersteller vorgegebenen Wert für den Laufraddurchmesser d1.

314

6

Wasserkraft

Einlaufspirale

Trennwand

Saugrohr

Abb. 6.14 Regel-Abmessungen einer Kaplanturbine (oben: Querschnitt, unten: Horizontalschnitt) [6.19]

Saugrohr Das Saugrohr (oder Saugschlauch) ist die betonierte Fortführung des durchflossenen Querschnitts zwischen Turbinenschaufeln und dem freien Unterwasser (s. Abb. 6.14 und Abb. 6.15). Zweck des langgestreckten Betonrohres ist die Rückführung der hinter der Turbine vorhandenen kinetischen Energie in mechanische Energie an der Turbine. Dies geschieht durch eine allmähliche, möglichst ablösefreie Querschnittsvergrößerung des Saugrohres zwi-

6.3 Niederdruckanlagen

315

schen dem kleinsten Querschnitt an der Turbine bis zum Auslauf ins Unterwasser (Abb. 6.15). Dadurch verringert sich die Austritts-Fließgeschwindigkeit u beträchtlich und die verbleibende kinetische Restenergie (ausgedrückt durch die Geschwindigkeitshöhe u2/2g) wird minimiert. Die für die Energieerzeugung maßgebende Nettofallhöhe wird maximiert. Ein Beispiel für ein Wasserkraftwerk mit Rohrturbine und anschließendem Saugrohr zeigen Abb. 6.16 und Abb. 6.17 (Lech-Staustufe 23 bei Merching) und Abb. 6.18. Ein Krafwerk mit vertikal angeordneter Kaplanturbine ist in Abb. 6.19 dargestellt.

Saugrohr

Abb. 6.15 Regel-Abmessungen einer Rohrturbine (oben: Querschnitt, unten: Horizontalschnitt) [6.19]

316

6

Wasserkraft

5

6

44

1 3 5

1

Generatorbirne Saugrohr Trennpfeiler

6

22

2 4 6

33

Turbine Einlaufrechen Wehrgang

Abb. 6.16 Längsschnitt durch das Wasserkraftwerk der Lechstaustufe 23 bei Merching mit Rohrturbine und Saugrohr (siehe auch Abb. 6.17)

22

3 3

1

44

1 2

Drucksegmente Heberwehr

3 4

Wehrgang Rohrturbinen

Abb. 6.17 Querschnitt durch die Lechstaustufe 23 bei Merching (Blick von Oberstrom). Links die dreifeldrige Wehranlage, rechts das Wasserkraftwerk mit drei Maschinensätzen (siehe auch Abb. 6.16)

6.3 Niederdruckanlagen

Abb. 6.18 Beispiel für eine Kaplanturbine mit schräger Welle (Rohrturbine)

Abb. 6.19 Beispiel für eine Kaplanturbine mit vertikaler Welle

317

318

6.4

6

Wasserkraft

Hochdruckanlagen

Wasserkraftwerke mit Fallhöhen von über 50 Meter zählt man zu den Hochdruckanlagen. Diese findet man überwiegend im Gebirge, wenn in den Hochlagen eines Gebirges angeordnete Talsperren das zufließende Wasser gesammelt und über Triebwasserstollen einem Kraftwerk im Tal zugeführt wird. In Abb. 6.20 ist das hydraulische System einer klassischen Hochdruckanlage skizziert, wenn Talsperre und Krafthaus räumlich weit auseinander liegen. Beim Schnellschluss der Turbinen entsteht im Zuleitungsrohr ein Druckstoß, auf den die Rohrleitung bemessen werden muss. Bei langen Zuleitungen ist es wirtschaftlich, ein Wasserschloss anzuordnen, das den Zuleitungsstollen vom Druckstoß entlastet (siehe Abschnitt 6.6).

Drucklinie

Wasserschloss

Talsperre Druckstollen Druckschacht

Fallhöhe Fluss

Krafthaus

Abb. 6.20 Schemaskizze einer Hochdruckanlage mit langem Druckstollen und anschließendem kurzen Druckschacht. Dazwischen das Wasserschloss zur Dämpfung der Druckstöße im Stollen (siehe Abschnitt 6.6)

6.5

Pumpspeicherwerke

Mit Hilfe von Pumpspeicherkraftwerken lässt sich überschüssige elektrische Energie auf hervorragende Weise speichern, bis der Strom in Zeiten höheren Bedarfs wieder benötigt wird. Wesentliches Kennzeichen eines Pumpspeicherwerkes ist das Oberbecken, in das Wasser aus dem Unterbecken gepumpt werden kann. Es befindet sich meist viele -zig Meter höher als das Unterbecken und wird wenn möglich auf Bergkuppen angeordnet (Abb. 6.21).

6.5 Pumpspeicherwerke

319

Oberbecken

Pumpbetrieb Turbinenbetrieb

Fallhöhe bzw. Förderhöhe

Unterbecken

Pumpspeicherkraftwerk Abb. 6.21 Prinzipskizze eines Pumpspeicherkraftwerks mit wechselndem Pump- und Turbinenbetrieb

Trotz guter Wirkungsgrade von rund 80 % sind Pumpspeicherwerke nur dann wirtschaftlich, wenn billiger Strom zum Pumpen verfügbar ist. Dies ist häufig bei Laufwasserkraftwerken der Fall, die rund um die Uhr Strom produzieren aber in Zeiten geringen Bedarfs nur niedrige Preise erzielen würden. Eine Blüte erlebten Pumpspeicherwerke in Deutschland nach dem Zweiten Weltkrieg, als die Industrie nachts weniger Strom benötigte als von den thermischen Kraftwerken produziert wurde. Mit der Vergleichmäßigung der Strombedarfskurve über den Tag verloren Pumpspeicherwerke vorübergehend an Bedeutung. Heute dienen sie hauptsächlich zur Leistungsfrequenzregelung im europäischen Stromverbundnetz. Diese Aufgabe wird zunehmend wichtig durch den rasanten Ausbau von Windkraftwerken und Windparks. Weil der Strom sehr unregelmäßig produziert wird, stellt er die Betreiber der Stromnetze vor große technische Schwierigkeiten bei der sicheren Versorgung und der Frequenzregelung. Pumpspeicherwerke sind hier ideal geeignet, den Wechsel von hoher Stromproduktion bei stärkerem Wind und geringer Leistung bei Flaute auszugleichen. Die Maschinensätze können innerhalb weniger Sekunden von Pumpbetrieb auf Turbinenbetrieb umgestellt werden. Im Vergleich zu früher, als nachts stundenlang gepumpt wurde und tagsüber die Turbinen im Einsatz waren, muss heute viel häufiger zwischen Pumpund Turbinenbetrieb gewechselt werden. Insbesondere übernehmen Pumpspeicherkraftwerke heute die Tagesspitzen im Strombedarf. Pumpspeicherwerke mit großen Oberbecken eignen sich auch zur Wochenendspeicherung. Hier kann überschüssiger Strom am Wochenende zum Pumpen verwendet und die entstehende potentielle Energie im Verlauf der folgen-

320

6

Wasserkraft

den Tage wieder zu Elektrizität umgewandelt werden. Besonders im Hochgebirge (z. B. Schweiz) wurden in den letzten Jahren bestehende Hochdruckanlagen umgerüstet und Pumpturbinen eingebaut. Dadurch können jetzt die bereits vorhandenen, hoch liegenden Talsperren als Oberbecken genutzt werden, die beispielsweise unter Verwendung von Nachtstrom gefüllt werden. Dieser kommt unter anderem als günstiger Kernkraftstrom aus Frankreich. Die Nutzung billigen Stroms zum Pumpen und der Verkauf des teuren Stromes in Zeiten hoher Nachfrage stellt somit eine Stromveredelung dar. Die bisher größte Pumpspeicheranlage in Deutschland wurde im thüringischen Goldisthal im Jahre 2003, nach sechsjähriger Bauzeit, in Betrieb genommen. Das 600 Mio. € teure Kraftwerk hat eine Leistung von 1 060 MW ist damit das größte Wasserkraftwerk in Deutschland und auch eines der größten Pumpspeicherwerke in Europa (Stand 2006).

6.6

Wasserschloss

In Druckleitungen entstehen bei Änderung des Durchflusses Druckstöße (engl. water hammer). Diese treten auf beim Öffnen und Schließen von Regulierverschlüssen an Grundablässen, bei der Turbinenregelung und vor allem beim Schnellschluss von Rohrleitungen infolge einer Betriebsstörung. Beim Öffnen entsteht zunächst Unterdruck, beim Schließen ein Überdruck in der Leitung. Druckstöße können ein Vielfaches des Betriebsdruckes ausmachen und müssen daher entweder bei der Bemessung berücksichtigt werden oder durch konstruktive Maßnahmen so abgemindert werden, dass sie unschädlich für die Druckleitungen sind. Bei einem langen Triebwasserstollen wird daher ein Wasserschloss zwischen Stollen und Druckschacht angeordnet (siehe Abb. 6.20). Diese schützen den in der Regel langen Stollen vor großen Druckstößen und nur der ungeschützte kurze Druckschacht muss mit Stahl gepanzert werden. Druckstöße pflanzen sich mit einer großen Geschwindigkeit von rund 1000 m/s fort. Die Druckausbreitungsgeschwindigkeit a in Wasser ist abhängig vom E-Modul der Rohrleitung ER, ihrem Durchmesser d und der Wandstärke s. Es gilt die Beziehung:

a=

1

ρ EW

ρ

d + ⋅ ER s

(6.4)

Bei einem duktilen Gussrohr beispielsweise mit ER = 1,67·1011 N/m2, einem Durchmesser von 0,80 m und einer Wandstärke von 13 mm ergibt sich die

6.6 Wasserschloss

321

Druckausbreitungsgeschwindigkeit zu a = 1082 m/s (E-Modul von Wasser EW = 2,06·109 N/m2). Die Größe des Druckstoßes ist abhängig von der Änderung der Geschwindigkeit innerhalb eines bestimmten Zeitraumes. Erfolgt ein Schnellschluss in sehr kurzer Zeit, kann sich der maximale Duckstoß ausbilden, der sog. JoukowskyStoß. Dieser wurde von Joukowsky im Jahre 1889 erkannt und von Allievi bereits 1905 theoretisch hergeleitet [6.12].

∆hmax =

∆umax ⋅ a [m] g

(6.5)

Reduziert man demnach den Durchfluss in einer langen Druckrohrleitung von der Fließgeschwindigkeit uBetrieb = 5 m/s auf Null (d. h. ∆umax = 5 m/s), ergibt sich im genannten Fall mit a = 1082 m/s ein Joukowsky-Stoß von 551 m. Die gesamte Leitung müsste auf diesen hohen Druck dimensioniert werden, wenn keine Vorkehrungen zur Vermeidung getroffen werden. Der Joukowsky-Stoß entsteht nur dann, wenn die Schließzeit des Absperrverschlusses kürzer ist als die Reflektionszeit tR der Druckwelle, d. h. die Zeit, welche der Druck benötigt, um bis zum Einlauf des Triebwasserstollens und wieder zurück zum Verschlussorgan zu gelangen. Beispiel:

Bei einer Druckausbreitungsgeschwindigkeit von a = 900 m/s in einem Triebwasserstollen mit einer Länge von LT = 5 000 m beträgt die Reflektionszeit

t R = 2 ⋅ 5000 / 900 = 11,1 s. Bei längeren Schließzeiten als tR wird innerhalb dieser Reflektionszeit ja der Durchfluss nur zum Teil gedrosselt und dementsprechend die Fließgeschwindigkeit nur teilweise reduziert. Demnach fällt der Druckstoß geringer aus, als bei einer Schließzeit kleiner oder gleich tR . Ein Wasserschloss wirkt dämpfend auf die Entstehung des Druckstoßes im Bereich des Druckstollens. Statt die Geschwindigkeit bei einem Schnellschluss der Absperrorgane schnell zu drosseln, kann das Wasser infolge seiner Trägheit weiterströmen, indem es in der Kammer des Wasserschlosses Platz findet. Die kinetische Energie im Druckstollen wird in potentielle Energie im Wasserschloss umgewandelt. Durch den Aufbau einer statischen Druckhöhe in der Kammer wird ein Gegendruck erzeugt, der die Geschwindigkeit im

322

6

Wasserkraft

Druckstollen sehr langsam reduziert. Es entsteht eine oszillierende Bewegung im Wasserschloss, die infolge die Wandreibung im Stollen allmählich ausdämpft (Wasserschlossschwingung). Dies ist eine träge und daher langsame Massenschwingung und kein Druckstoß. Die Drücke im Stollen erreichen nunmehr lediglich Werte, die dem höchsten Wasserspiegel im Wasserschloss entsprechen, auf jeden Fall deutlich kleinere Drücke als bei Ausbildung eines Druckstoßes. Ein Druckstoß entsteht nur noch im Druckschacht. Auf Grund der geringen Länge dieser Rohrleitung erreichen die entstehenden Drücke jedoch selten den maximalen Joukowsky-Stoß, weil die Schließzeiten lang genug sind. Die einfachste Bauform eines Wasserschlosses ist das Schachtwasserschloss (Abb. 6.22). Hier kann die Massenschwingung ungehindert zwischen Kammer und Druckstollen auspendeln. Die Bemessung erfolgt für die beiden Lastfälle

– schnelles Schließen aus dem Betriebszustand heraus, ( u = u Betrieb → u = 0 ) und – schnelles Öffnen aus der Ruhe ( u = 0 → u = u Betrieb ). Die maximalen Ausschläge der Schwingung hängen ausschließlich von den Abmessungen des Druckstollens und dem Schachtquerschnitt ab [6.18, 6.14]. Will man die Amplitude der Schwingungen reduzieren, um dadurch Baukosten zu sparen, kann durch Querschnittsverengung im Fußpunkt des Wasserschlosses ein Strömungswiderstand erzeugt werden, der zu einem rascheren Anstieg des Gegendruckes führt und die Massenschwingung dadurch stärker dämpft (Drosselwasserschloss). Der gleiche Effekt entsteht beim Differentialwasserschloss, allerdings wird hier zusätzlich ein schneller Druckanstieg gewährleistet, indem das Wasser im engen Steigschacht schnell ansteigt (Abb. 6.22).

6.7 Turbine und Generator

Schachtwasserschloss

Kammerwasserschloss

Drosselwasserschloss

Differentialwasserschloss

323

Abb. 6.22 Wasserschlosstypen (Prinzipskizzen) [6.3]

6.7

Turbine und Generator

Wasserturbinen bestehen im Kern aus einer fest installierten Leitvorrichtung und einem drehbar gelagerten Laufrad. In den Leitschaufeln des Leitrades erhält das durchströmende Wasser eine gerichtete Geschwindigkeit. Durch das Leitrad gelangt das Wasser weiter auf die darauf folgenden Laufschaufeln des Laufrades. Hier ändern sich der Betrag und die Richtung der gerichteten Geschwindigkeit. Bei diesem auch Aktionswirkung genannten Prozess gibt das Wasser im Prinzip seine aus der Fallhöhe resultierende potentielle Energie an das Laufrad weiter. Diese mechanische Energie wird über eine Stahlwelle an einen Generator weitergegeben. Wasserturbinen lassen sich nach ihrer Bauart oder nach ihrer Funktionsweise einteilen. Je nach Arbeitsweise wird in Gleichdruckturbinen oder Überdruckturbinen unterschieden (auch Aktions- bzw. Reaktionsturbinen). Daneben kommen heute häufig Durchströmturbinen (Ossberger-Turbine) zum Einsatz. Neben dieser Einteilung der Turbinen bestimmt insbesondere die verfügbare Fallhöhe und der Ausbauabfluss, welche Turbine eingesetzt wird. Die wichtigsten Vertreter der Überdruckturbinen sind die Kaplanturbine und die Fran-

324

6

Wasserkraft

cisturbine. Die am häufigsten gebaute Gleichdruckturbine wird nach ihrem Erfinder auch Peltonturbine genannt. Wahl der Turbine

Bei Hochdruckanlagen (siehe Abb. 6.9) kommen ausschließlich Francisturbinen und Peltonturbinen zum Einsatz. Bei Fallhöhen ab ca. 100 m und kleinen Durchflüssen wird die Peltonturbine verwendet. Größere Durchflüsse verarbeitet die Francisturbine besser. Ihr idealer Druckbereich liegt unter 100 m. Die jeweiligen Einsatzbereiche für Wasserkraftanlagen gibt die Grafik in Abb. 6.37 wieder. Eine Einteilung der gebräuchlichsten Turbinen zeigt Abb. 6.23. 6.7.1

Überdruckturbinen

Bei den Überdruckturbinen (Kaplan- und Francisturbinen, Propellerturbinen) handelt es sich um ein geschlossenes System, das sich vollständig im Wasser befindet. Der Druckunterschied zwischen Turbinenoberseite und -unterseite versetzt das Laufrad in Drehbewegung. Alle Überdruckturbinen sind mit einem Saugrohr oder Saugschlauch ausgerüstet (siehe Abschnitt 6.3.4). Auf dem Weg zum Unterwasser wird die Strömungsenergie in Druckenergie umgewandelt und dadurch die Fallhöhe vergrößert. Ohne ein Saugrohr würde das Wasser mit hoher Geschwindigkeit in das Unterwasser einschießen und seine Energie hinter dem Kraftwerk ungenutzt in Turbulenzen verschwenden. Besonders zu beachten ist die Höhenlage der Turbinenschaufeln. Bei zu hoher Anordnung in Bezug zum Unterwasser besteht die Gefahr der Kavitation, d. h. der Dampfblasenbildung, verbunden mit einem erodierenden Angriff auf die Turbinen. Francisturbine In der Francisturbine strömt das Wasser über eine Einlaufspirale aus zwei Richtungen, radial (in Radiusrichtung) und halbaxial (in Achsenrichtung), in die Turbine ein. Im Gegensatz dazu erfolgt die Abströmung des Wassers bei diesem Modell axial (in Achsenrichtung). Die an der Einlaufspirale drehbar angeordneten Leitschaufeln regulieren den sogenannten Vordrall. Auf diese Weise wird die Laufraddrehzahl konstant gehalten (Abb. 6.24, Abb. 6.25 und Abb. 6.26).

Abb. 6.23 Einteilung der Wasserturbinen

ƒ Düsen (1 bis 6) ƒ Leitschaufel ƒ i.d.R. Strahlablenker üblicher Ein- Q < 5 m³/s < 2 m³/s satzbereich H > 50 m < 20 m

Regelorgan

Laufradform/ Wasserwege

Gleichdruckturbinen Druckhöhe ist am Laufrad vollständig in Geschwindigkeitshöhe umgesetzt Laufrad nur teilweise durchströmt Peltonturbine Durchströmturbine (Freistrahlturbine) Achslage vertikal oder horizontal horizontal Beaufschlagung tangential radial, zweimal beaufschlagt Laufradform Becher, radial trommelförmiges, angeordnet längliches Radialrad mit einfach gekrümmten Schaufeln

Leitschaufeln < 10 m³/s 2 bis 100 m

ƒ

ƒ Leitschaufeln ƒ Laufradschaufeln > 3 m³/s < 10 m

Schaufeln in Achsrichtung 3 bis 6 Schaufeln: senkrecht zur Achsrichtung ƒ Kaplanturbine: regulierbare Laufradschaufeln ƒ Propellerturbine: feststehende Laufradschaufeln

Überdruckturbinen Druckhöhe ist am Laufrad nur teilweise in Geschwindigkeitshöhe umgesetzt. Am Laufradeintritt höherer Druck als am Laufradaustritt Laufrad vollkommen durchströmt Francisturbine Kaplan-Schachtturbine -Rohrturbine vertikal oder horizontal vertikal annähernd horizontal radial axial

Wasserturbinen

6.7 Turbine und Generator 325

326

6

Wasserkraft

Tafel: Wichtige Erfindungen und Weiterentwicklungen von Wasserturbinen: Die Weiterentwicklung der Wasserturbinen, so wie wir sie heute kennen, wurde maßgeblich von vier Ingenieuren betrieben: Peltonturbine: Der amerikanische Erfinder Lester A. Pelton konstruierte um 1880 eine heute nach ihm benannte Freistrahlturbine. Ähnlich einem oberschlächtigen Wasserrad nutzt diese Turbinenart die Bewegungsenergie des Wassers besonders wirkungsvoll. Francisturbine: Dieser Turbinentyp wurde 1849 von dem anglo-amerikanischen Ingenieur James B. Francis weiterentwickelt, so dass Wirkungsgrade von etwa 90 % erreicht wurden. Das Prinzip dieser Turbine geht allerdings zurück auf Benoit Fourneyron aus dem Jahre 1824. Er ließ das Wasser innerhalb eines geschlossenen Systems zunächst durch die gekrümmten Schaufeln eines Leitwerks strömen, bevor es auf die Schaufeln des Laufrades trifft und diese in Bewegung setzt. Im Unterschied zur Francisturbine war bei Fourneyron das Leitwerk im Inneren des Laufrades, und das Wasser musste radial nach außen fließen. Diese von Fourneyron entwickelte Turbine hatte bereits einen Wirkungsgrad von etwa 80%. Weitere Verbesserungen der Fourneyron-Turbine erfolgten 1837 durch den Deutschen Karl Anton Henschel, den Amerikaner Samuel B. Howd, der 1838 das Laufrad ins Innere des Leitwerks verlegte, sowie den Engländer James Thomson, der die verstellbaren Leitschaufeln und die gekrümmten Laufradschaufeln entwickelte. Kaplanturbine: Ausgehend von der Propellerturbine entwickelte der österreichische Maschinenbauer Prof. Viktor Kaplan eine neuartige Turbine, indem er die Laufradschaufeln verstellbar gestaltete. Dadurch ließen sich erstmals die Verluste außerhalb des Nennlastbetriebes weitgehend vermeiden. Der Wirkungsgrad erreicht daher in den häufigsten Beaufschlagungsbereichen stets über 80 %, im Optimalbereich sogar bis zu 94 %. Im Jahre 1910 wurde das Turbinenlaboratorium an der Deutschen Technischen Hochschule in Brünn in Betrieb genommen, 1912 meldete Viktor Kaplan sein erstes Turbinenpatent an. Zu Anfang traten bei den Kaplan-Turbinen allerdings Störungen auf, die man sich nicht erklären konnte. An den Laufradschaufeln zeigten sich Schäden, und im Saugrohrauslauf traten unter explosionsartigem Geknatter Luftblasen auf und beeinträchtigten die Leistung. In einem eigens dafür eingerichteten Laboratorium fand man die Ursache dieses Phänomens, die Kavitation. Mitchel-Ossberger-Turbine: Die Durchströmturbine wurde 1903 von A. G. M. Mitchel erfunden und von Prof. Banki (Ungarn) weiterentwickelt und 1907 zur Anwendung vorgeschlagen. Die Weißenburger Firma Ossberger brachte die Turbine auf den heutigen technischen Stand.

6.7 Turbine und Generator

327

Abb. 6.24 Francisturbine [6.21]

Kaplanturbine In der Kaplanturbine erfolgt die Zuströmung des Wassers auf das Laufrad axial (Abb. 6.27). Zunächst passiert das Triebwasser den Leitapparat, der für eine gleichmäßige Anströmung sorgt und den Durchfluss reguliert. Bei komplett geschlossenem Leitapparat kann der Durchfluss vollständig unterbunden werden. Die propellerartigen Laufradschaufeln sind bei diesem Turbinentyp radial angebracht und zur Regulation der Laufradgeschwindigkeit verstellbar. Weil der Durchfluss sowohl vom Leitapparat als auch von den Turbinenschaufeln beeinflusst werden kann, spricht man von einer doppelt regulierbaren Kaplanturbine. Sind die Laufradschaufeln nicht drehbar gelagert, handelt es sich um eine einfach regulierbare Propellerturbine. Eine weitere Sonderform sind TAT-Turbinen (tubular axial turbines), die bei kleineren Anlagen, mit Leistungen unter etwa 10 MW, Verwendung finden. Hier kann nur das Laufrad oder das Leitrad reguliert werden.

328

6

1 2 3 4 5 6 7

Wasserkraft

Spirale Abflusskrümmer Saugrohr Laufrad Leitschaufeln Leitschaufelantrieb kombiniertes Axial-Radial-Lager

Betriebsdaten: H = 45 m ; Q = 1,58 m3/s, n = 720 min-1; P = 580 kW,

Abb. 6.25 Kleine Francis-Spiralturbine in waagrechter Ausführung

6.7 Turbine und Generator

1 2 3 4 5 6 7

329

Spirale Stützschaufeln Leitschaufeln Leitschaufelantrieb Laufrad Spurlager Generator-Rotor

Betriebsdaten: H = 113,5 m ; Q = 415 m3/s, n = 107,1; P = 415 MW

Abb. 6.26 Große Francis-Spiralturbine in Vertikalausführung, Cabora Bassa, Mocambique

Die Anzahl der Turbinenschaufeln hängt vom Durchmesser der Turbine ab. Bei kleineren Durchmessern bis etwa 5 m werden meist vier oder fünf Schaufeln angeordnet. Bei einem Durchmesser größer 5 m dominieren Turbinen mit vier Schaufeln. Ab etwa 7 m Durchmesser kommen meist nur noch drei Schaufeln zum Einsatz (Abb. 6.30). Eine Kaplanturbine ist bestens geeignet für den Einsatz bei geringen Fallhöhen von nur wenigen Metern, dafür aber sehr großen Durchflüssen. Sie ist damit prädestiniert für große Laufwasserkraftwerke im Mittel- und Unterlauf von Flüssen. Trotz dieser Haupteinsatzgebiete ist ein Einsatz bis zu Fallhöhen von 80 m realisiert.

330

6

Wasserkraft

Abb. 6.27 Kaplanturbine mit vertikaler Achse (Quelle: Voith Siemens Hydro Power Generation)

Die Achse zwischen Turbine und Generator verläuft bei Kaplanturbinen meist vertikal (Abb. 6.27). Diese Anordnung der Welle bedingt in der Regel eine tiefe Baugrube, weil das an die Turbine anschließende Saugrohr nur in leichter Krümmung in die Horizontale überführt werden darf. Dieser Umstand führte zur Entwicklung von Kaplanturbinen mit geneigter Welle. Ist die Achse der Kaplanturbine horizontal oder leicht geneigt, nennt man sie Rohrturbine. Eine Weiterentwicklung ist die PIT-Turbine. Beide Turbinenarten werden im Folgenden kurz beschrieben Rohrturbine Bis Mitte des vorigen Jahrhunderts wurden die meisten Laufwasserkraftwerke mit vertikaler Welle gebaut. Eine Weiterentwicklung der Kaplanturbine führte in der zweiten Hälfte des vorigen Jahrhunderts zur Rohrturbine. Hier ist die Welle horizontal oder leicht gegen die Horizontale geneigt eingebaut. In diesem Fall befindet sich der Generator in einem wasserdichten Gehäuse (Generatorbirne, siehe Abb. 6.28), das vom Triebwasser gleichmäßig umströmt

6.7 Turbine und Generator

331

wird. Weil die Strömungsumlenkung minimiert wird, ist der Volllast-Wirkungsgrad von Rohrturbinen höher als bei konventionellen Kaplanturbinen. Kaplan-Rohrturbinen werden für geringere Fallhöhen als Kaplan-Turbinen mit vertikaler Achse ausgelegt. Dennoch wurden auch hier Fallhöhen bis ca. 25 m mit Leistungen bis 75 MW realisiert. Auf Grund ihrer kompakten Bauform ist die Rohrturbine platzsparend unterzubringen und reduziert den Aufwand im Tiefbau deutlich. Das zugehörige Maschinenhaus kann niedriger ausfallen als bei Kaplan-Turbinen. Daher wurden in der jüngeren Vergangenheit an den großen Flüssen Europas überwiegend Rohrturbinen eingebaut. Ein Beispiel aus neuerer Zeit ist das Laufwasserkraftwerk Freudenau in Wien. Es wurde zwischen 1992 - 1996 erbaut, besitzt 6 Maschinensätze mit je 28,7 MW und weist einen Laufraddurchmesser von 7,50 m auf. Das Donau-Kraftwerk Ybbs-Persenbeug, erbaut zwischen 1954 und 1959 verfügt über sechs Kaplanturbinen mit senkrechter Welle. In den 1990er Jahren wurde ein weiterer Maschinensatz bei weiterlaufendem Betrieb hinzugebaut, diesmal als Rohrturbine. Im Vergleich zu den frühen Kaplanturbinen (Leistung zwischen 32,3 und 33,8 MW) verfügt der neue Maschinensatz über eine deutlich höhere Leistung bei gleicher Fallhöhe (P = 48 MW).

Abb. 6.28 Modell einer Rohrturbine (Lech-Staustufe 23, Merching). Die Generatorbirne ist zur Veranschaulichung aufgeschnitten. Rechts im Bild das ebenfalls aufgeschnittene Saugrohr

332

6

Wasserkraft

Weiterentwicklungen der Rohrturbine Die Kaplanturbine mit horizontaler Welle wurde im vorigen Jahrhundert vielfach abgewandelt. Die bekanntesten Ableger der ursprünglichen Rohrturbine sind die S-Turbine, die Straflo-Turbine und die PIT-Turbine. Aber auch hiervon gibt es Varianten, z. B. die CAT-Turbine als veränderte Bauform der STurbine. PIT-Turbine

Im Wesentlichen ähnelt eine PIT-Turbine einer Rohrturbine. Auch hier sind alle mechanischen Komponenten und der Generator oberstrom des Laufrades angeordnet (Abb. 6.29). Das Saugrohr kann dadurch optimal zur Rückführung der nach der Turbine verbleibenden kinetischen Restenergie geformt werden. Ein Getriebegehäuse zwischen Turbine und Generator ermöglicht es, Generatoren mit einer höheren Drehzahl zu verwenden. Der Durchmesser des Generators kann dadurch deutlich reduziert werden. Statt in einem ovalen Gehäuse (Generatorbirne) wie bei Rohrturbinen, ist der Generator in einem Schachtgehäuse untergebracht. Dies erlaubt eine bessere Zugänglichkeit zu den verschiedenen Anlagenteilen. Die neue Bauweise von PIT-Turbinen verspricht eine noch höhere Zuverlässigkeit und eine lange Lebensdauer. Auch die PIT-Turbine ist – wie die Rohrturbine – doppelt regulierbar, d. h. verfügt über einen Leitapparat und verstellbare Turbinenschaufeln.

Abb. 6.29 Längsschnitt durch eine PIT-Turbine

6.7 Turbine und Generator

333

Abb. 6.30 PIT-Turbine am Murray-Kraftwerk, USA, ∅ 8,40 m

S-Turbine

Wegen der standardisierten Bauform ist für kleinere Kraftwerke die S-Turbine wirtschaftlich interessant. Den Namen trägt diese Turbine wegen des s-förmig gekrümmten Saugrohrs (Abb. 6.31). Durch diese Formgebung ist es möglich, die Turbinenachse durch die Rohrleitung hindurch auf die unterstromige Seite des Kraftwerks zu führen. Der Generator steht damit leicht zugänglich in der Maschinenhalle. Diese Anordnung ist wartungsfreundlich bei gleichzeitig niedriger Bauwerkshöhe. Ein- und Auslaufbauwerk können sehr einfach gehalten werden, was die Baukosten erheblich senkt. Die einzelnen Baugruppen sind zum Teil vormontiert. Dies führt zu kurzen Montagezeiten. In der Praxis haben sich S-Turbinen im Hinblick auf einen weitgehend wartungsfreien und automatischen Betrieb vielfach bewährt. Während die Rohrturbine die am weitesten verbreitete Turbinenart für hohe Leistung bei geringer Falltiefe ist, verwendet man die S-Turbine und PitTurbine bei kleineren Leistungen bis etwa 10 MW.

334

6

Wasserkraft

Abb. 6.31 Längsschnitt durch eine S-Turbine

Straflo-Turbine

Eine ungewöhnliche Weiterentwicklung der Rohrturbine ist die StrafloTurbine (vom engl. straight flow). Hier sind Turbine und Generator nicht über eine Welle miteinander verbunden, sondern liegen in der gleichen Ebene und bilden somit eine bauliche Einheit. Auf dem Außenkranz des Laufrades sind die magnetischen Pole befestigt. Damit fungiert die Turbine gleichzeitig als Rotor des Generators, der in das durchströmte Turbinengehäuse integriert ist. Die Laufradschaufeln sind aufgrund dieser Bauform natürlich nicht verstellbar. Sie wirken wie die festen Speichen eines Fahrrades. Der Durchfluss wird daher ausschließlich über die Leitradschaufeln geregelt. Aufgrund der kompakten Bauweise benötigt eine Straflo-Turbine viel weniger Platz als Turbinen, bei denen eine Welle die Turbine mit dem Generator verbindet (siehe Welle am Kraftwerk Rolador, Brasilien in Abb. 6.39). Einige alte Kraftwerke am Hochrhein erhielten Ende des vorigen Jahrhunderts neue Straflo-Turbinen. Beim Kraftwerk Wyhlen wurden zwischen 1990 und 1994 bei laufendem Betrieb fünf der zehn bestehenden rund 90 Jahre alten Francis-Turbinen gegen neue Straflo-Turbinen ausgetauscht. Auch das Rheinkraftwerk Laufenburg verfügt heute über zehn moderne Straflo-Turbinen (Abb. 6.32).

6.7 Turbine und Generator

335

Abb. 6.32 Straflo-Turbine im Rheinkraftwerk Laufenburg (links im Bild der Stator des Generators, rechts davon die Straflo-Turbine mit dem Rotor)

CAT-Turbine

Die CAT-Turbine (compact axial turbine) konkurriert durch ihre Kompaktheit und den modularen Aufbau mit der S-Turbine. Bereits 1955 ist die erste Rohrturbine in kompakter Bauweise hergestellt worden. Sie ist bis heute für Fallhöhen bis über 30 m und Durchflüsse bis mehr als 80 m3/s entwickelt worden. Mit ihr lassen sich installierte Leistungen zwischen etwa 150 kW bis über 10 MW verwirklichen. Im Gegensatz zur S-Turbine führt bei diesem Turbinentyp die Welle zum Generator durch den Einlaufschacht und nicht durch das Saugrohr (Abb. 6.33). Die Laufraddurchmesser reichen von 80 cm bis zu 3,1 m. Je nach Ausbauabfluss werden einfach oder doppelt regulierbare Kaplan-Turbinen eingebaut.

336

6

Wasserkraft

Durch Vormontage der Turbine, des Getriebes und des Generators zu einer Einheit bereits im Werk, kann die komplette Anlage noch vor dem Transport getestet werden. Die Montage des kompakten Systems erfolgt dann sehr schnell im dafür vorbereiteten Ort des Maschinenhauses. Die Welle kann dabei horizontal, vertikal oder schräg zu liegen kommen (Abb. 6.33). Dies ermöglicht eine optimale Anpassung an den zur Verfügung stehenden Platz. Gerade bei Erneuerungen bestehender alter Anlagen spielt dies eine wichtige Rolle, weil die Abmessungen des alten Kraftwerkes vorgegeben sind. Ein ausgeführtes Beispiel einer CAT-Turbine zeigt Abb. 6.34. Bei der Erneuerung des Kraftwerkes am Sylvensteinspeicher wurde die CAT-Turbine horizontal eingebaut und auch die Welle zum Generator verläuft horizontal. Die neue Kraftanlage wird bei einer variablen Fallhöhe zwischen 13 und 37 m betrieben, bei einem maximalen Durchfluss von 15 m3/s. Damit lassen sich im Jahresdurchschnitt rund 20 GWh an Strom produzieren.

horizontale Anordnung

vertikale Anordnung schräge Anordnung Abb. 6.33 Mögliche Anordnungen von CAT-Turbinen

6.7 Turbine und Generator

337

Abb. 6.34 CAT-Turbine im Kraftwerk Sylvensteindamm (links: Triebwasserleitung mit Turbine, rechts: Generator)

6.7.2

Gleichdruckturbinen

Von Gleichdruckturbinen spricht man, wenn das Triebwasser die Zuleitung unter sehr hoher Geschwindigkeit verlässt und unter atmosphärischem Druck (Gleichdruck) tangential auf die Turbinenschaufeln oder -becher stößt (Tangentialturbine oder Becherturbine). Der Wasserstrahl verlässt das Laufrad mit möglichst niedriger Geschwindigkeit und gibt dabei seine kinetische Energie fast vollständig ab. Der starke Impuls des aufprallenden Wassers versetzt die Turbine in eine Drehbewegung. Diese Turbinen heißen auch Freistrahlturbinen, weil der Wasserstrahl nach Verlassen der Düse nicht mehr geführt wird. Bei diesem Prinzip wird demnach nicht mit Überdruck gearbeitet, sondern die Druckhöhe des Wassers, seine potentielle Energie, wird vollständig in kinetische Energie umgewandelt. Freistrahlturbinen arbeiten besonders effizient bei hohen Drücken und damit verbunden großen Austrittsgeschwindigkeiten von 100 m/s und mehr. Wegen ihrer flachen Wirkungsgradkurve (Abb. 6.3) sind Freistrahlturbinen gut für Regelzwecke geeignet. Es besteht bei ihnen zudem praktisch keine Kavitationsgefahr.

338

6

Wasserkraft

Peltonturbine Die heutige Bauform der Freistrahlturbine wird nach ihrem Erfinder meist Peltonturbine genannt (siehe Tafel auf S. 326). Es gibt sie mit einer, aber auch mit mehreren Düsen (Abb. 6.35). Bei der Wahl von mehr als drei Düsen empfiehlt sich wegen der einfacheren Führung der Zuleitungsrohre eine vertikale Anordnung der Turbinenachse. Die Freistrahlturbinen sind für Fallhöhen bis 2 000 m (im Hochgebirge) und Leistungen bis 300 MW ausgelegt. Pelton nutzte für die Konstruktion seiner Turbine das von dem deutschen Arzt und Physiker Johann Andreas von Segner wieder entdeckte Reaktionsprinzip. Dieser hatte darauf basierend im Jahre 1750 das erste Reaktionswasserrad („Segnersches Wasserrad“) gebaut. Jedes der bis zu 40 Schaufelblätter ist in zwei Halbschaufeln geteilt, sogenannte Becher (Abb. 6.36). In der Mitte dieser Halbschaufeln trifft der Wasserstrahl aus den Düsen tangential auf. Die Peltonturbine wird je nach Bauart und Fallhöhe mit Durchflüssen zwischen 20 Liter/s und 8 m3/s beaufschlagt. Sie hat eine sehr hohe Drehzahl von bis zu 3 000 Umdrehungen pro Minute. Ihr Wirkungsgrad liegt zwischen 85 % und 90 %, wobei sie, auch wenn sie nicht unter Volllast läuft, noch gute Leistungen erbringt. Aufgrund ihrer Charakteristika ist die Peltonturbine typisch für Speicherkraftwerke im Hochgebirge.

Abb. 6.35 Radialschnitt einer sechsdüsigen Peltonturbine

6.7 Turbine und Generator

339

Abb. 6.36 Peltonturbine in San Giacomo Sul Vomano

Durchströmturbinen Die Ossberger-Turbine ist vom Prinzip her eine radiale, teilbeaufschlagte Freistrahlturbine. Aufgrund ihrer spezifischen Drehzahl gehört sie zu den Langsamläufern. Ihr Leistungsspektrum reicht von wenigen Kilowatt bis zu 1 000 kW. Insbesondere bei Kleinwasserkraftanlagen im Nieder- und Mitteldruckbereich hat sich die Durchströmturbine, wie die Ossberger-Turbine auch genannt wird, bestens bewährt (Abb. 6.38). Das walzenförmige Laufrad ähnelt einem Wasserrad. Es ist in mehrere Zellen aufgeteilt, die je nach Wasserdargebot durch den Leitapparat mit Düsen beaufschlagt werden. Damit erreicht die Durchströmturbine auch bei Teilbeaufschlagung einen guten Wirkungsgrad von etwa 80 %. Das Laufrad besitzt etwa 30 gekrümmte Schaufeln, die über den Leitapparat radial beaufschlagt werden. Der Wasserstrahl durchströmt den Schaufelkranz des walzenförmigen Rotors zunächst von außen nach innen und anschließend noch einmal von innen nach außen. Die Anströmung kann sowohl horizontal als auch vertikal erfolgen. Die Durchströmturbine ist einfach aufgebaut und daher sowohl robust als auch wartungsarm. Sie ist vielfach an kleinen Wasserläufen zu finden und wird häufig von Betrieben zur eigenen Stromversorgung genutzt.

340

6

Wasserkraft

Nettofallhöhe H [m] Peltonturbine

Francisturbine

Kaplanturbine Durchfluss Q [m3/s]

Abb. 6.37 Einsatzbereich für Turbinen bei großen Wasserkraftanlagen

Querschnitt

1 Gehäsue 2 Leitapparat 3 Laufrad 4 Hauptlager 5 Eckkasten 6 Belüftungsventil 7 Saugrohr 8 Übergangsstück

Abb. 6.38 Querschnitt und dreidimensionale Ansicht einer Durchströmturbine (Ossberger-Turbine), Bild links unten: Offenes Laufrad

6.8 Kavitation an Turbinenschaufeln

341

Der Einsatzbereich der Turbine liegt zwischen wenigen Litern pro Sekunde bis etwas über 10 m3/s. Bei einem Fallhöhenbereich zwischen 1 und 200 m sind Leistungen bis ca. 1500 kW erzielbar. Systembedingt tritt bei der Durchströmturbine keine Kavitation auf. Auch ist sie relativ unempfindlich gegen Verunreinigungen und Treibgut im Triebwasser. Die Robustheit der Durchströmturbine verbunden mit geringem Wartungsbedarf hat für eine rasche Verbreitung insbesondere in Entwicklungsländern gesorgt.

Abb. 6.39 Generator und Welle des Wasserkraftwerks Rolador, Brasilien

6.8

Kavitation an Turbinenschaufeln

Kavitation wird gelegentlich beschrieben als das Kochen von Wasser bei normaler Temperatur (z. B. 20°), aber niedrigem Druck. Tatsächlich entstehen bei der Kavitation Dampfblasen wie beim Kochen von Wasser. Diese rühren jedoch von einem Druckabfall, bei dem der Druck p unter den Dampfdruck pv des Wassers fällt. Solche Unterdrücke entstehen bei hohen Geschwindigkeiten oder im Zentrum von Wirbeln und Ablösezonen. Die Wasserdampfblasen werden durch die Strömung weitertransportiert und erreichen Zonen höheren Druckes, wo sie abrupt kollabieren.

342

6

Wasserkraft

Kavitation führt zu zahlreichen negativen Erscheinungen an konstruktiven Bauteilen, aber auch in den Maschinensätzen einer Anlage, insbesondere zu:

– Verlust an Wirkungsgrad, – Vibrationen und Geräuschentwicklung, – Materialerosion. Bei Niederdruckanlagen führt Kavitation häufig zu Problemen an den Turbinenschaufeln (Abb. 6.40). Bei Hochruckanlagen sind neben Turbinen insbesondere auch die Betriebsauslässe und Grundablässe von Kavitation betroffen.

Abb. 6.40 Kavitationserosion an einer Turbinenschaufel [6.19]

Die Strömung in einer Turbine ist sehr komplex. Um die Anfälligkeit einer Turbine für Kavitation abzuschätzen, wurde die Thoma-Zahl σT als integral beschreibender Parameter definiert (Abb. 6.41):

σT =

Ha − Hv − z H

(6.8)

mit

Ha Hv H z

Atmosphärendruckhöhe, Dampfdruckhöhe, Fallhöhe der Wasserkraftanlage, Bezugshorizont der Turbinenachse bezogen auf den Unterwasserstand

6.8 Kavitation an Turbinenschaufeln

343

Oberwasser H Turbine TurbinenBezugshorizont

z

Unterwasser

Abb. 6.41 Skizze zur Erklärung der Thoma-Zahl

Im Grundsatz gilt, dass eine Turbine dann kavitiert, wenn im Betrieb die aktuelle Thoma-Zahl kleiner ist als eine empirisch ermittelte kritische Thoma-Zahl σT,C (Abb. 6.42). Kavitation lässt sich daher beispielsweise dadurch verhindern, dass die Turbine auf einem – im Bezug auf das Unterwasser – niedrigen Horizont z installiert wird. Wegen der hohen Aushubkosten, die damit verbunden sind, kommt diese Vorgehensweise allerdings baulich teuer. Daher ist es nicht unüblich, eine gewisse Kavitation zuzulassen und damit Erosionen an den Turbinenschaufeln zu akzeptieren. In diesem Fall können die Erosionen infolge Kavitation erheblich reduziert werden, indem Luft zugegeben wird. Das Verhalten einer Turbine gegenüber Kavitation lässt sich auch durch die Gestaltung der Turbinenschaufeln verbessern. Hier helfen Modellversuche in strömungstechnischen Labors und heute auch Computersimulationen. Um die Versuchsergebnisse auf einen realen Prototyp zu übertragen, müssen zwei wichtige Aspekte des Modellwesens beachtet werden:

– die Wasserqualität in Bezug auf die Anfälligkeit für Kavitation. Diese hängt im Wesentlichen von der Zugspannung des Wassers ab. – Maßstabseffekte, z. B. für Geschwindigkeit, Größe, Turbulenz, Viskosität usw. [6.11]

344

6

Wasserkraft

2,5

2,0

1,5

Kaplan

σT,C

Kaplan-Turbine turbines

1,0

Francis

Francis-Turbine turbines

0,5

0,0 0

50

100

150

200

250

300

-1 spezifische nDrehzahl q [1/min] nq [min ]

Abb. 6.42 Kritische Werte der Thoma-Zahl bei Turbinen [6.7]

6.9

Ökologie und Wasserkraft

Zweifellos ist die Wasserkraft eine der nachhaltigsten und effektivsten Quellen elektrischer Energie. Sie ist eine Kombination aus Wind- und Sonnenenergie und damit beinahe CO2-frei, sieht man von der Herstellung einer Wasserkraftanlage einmal ab. Sie verschmutzt weder die Atmosphäre noch verursacht sie Abfallstoffe. Daher ist – weltweit gesehen – der weitere Ausbau der Wasserkraft unumstritten. Dennoch beeinflusst auch die Wasserkraftnutzung das ökologische Gleichgewicht. Jede Anlage unterbricht das Fließkontinuum des Gewässers, indem es zum einen als Barriere für die Lebewesen im Gewässer wirkt und zum anderen die Charakteristik eines frei fließenden Flusses maßgeblich beeinflusst. In der Regel werden frei fließende Bäche und Flüsse bei der Nutzung als Energiequelle zu seenartigen Gewässern mit einer deutlich verminderten Fließgeschwindigkeit. Dadurch wird die lokale Gewässerfauna gestört. Meist haben Fische und im Wasser lebende Mikroorganismen keine Möglichkeit, die Anlage zu passieren. Daher müssen die ökologischen Aspekte und Auswirkungen bereits bei der Planung einer Wasserkraftanlage berücksichtigt werden.

6.9 Ökologie und Wasserkraft

345

Den positiven Aspekten wie

– regenerative und CO2-freie Energieerzeugung, – hohem Erntefaktor im Vergleich zu anderen Energieträgern, – ausgereifter Technik mit hohem Wirkungsgrad, stehen also stets die Eingriffe in den Naturhaushalt wie

– Aufstau des Gewässers, verbunden mit geringerer Fließgeschwindigkeit und Sedimentation, – Ausleitung des Wassers bei Umleitungskraftwerken und – Unterbrechung des Fließkontinuums gegenüber. Beschränkungen in der Stauhöhe, ökologisch vertretbare Mindestwasserregelungen und Umgehungsgewässer können diese Eingriffe minimieren. Konkrete Angaben über Höhen und Abfluss hängen jedoch sehr stark von den jeweiligen Randbedingungen ab und sind aus der Fachliteratur zu entnehmen. 6.9.1

Mindestwasserabfluss (Restwasserproblematik)

Bei Ausleitungskraftwerken wird der größte Anteil des Abflusses am Ausleitungswehr in den Triebwasserkanal des Wasserkraftwerkes geleitet. Nur ein geringer Mindestwasserabfluss (Restwasser) verbleibt im ursprünglichen Flussbett, der sog. Ausleitungsstrecke. Die Auswirkungen eines reduzierten, häufig unzureichenden Abflusses, wurden in der Fachwelt in den letzten Jahren vielfach diskutiert. Die wachsende Sensibilität für ökologische Aspekte führte in der Gesellschaft zwischenzeitlich zu einer kritischeren Haltung in punkto Wasserkraft. Sowohl Forschung als auch Wasserkraftbetreiber stellten sich der Frage, wie viel Abfluss in einer Ausleitungsstrecke verbleiben sollte, um akzeptable Bedingungen für die Gewässerfauna und -flora sicher zu stellen. MEFI-Modell Das MEFI-Modell ist ein Verfahren zur Bestimmung eines ökologisch fundierten Abflussminimums in Flüssen [6.10]. Die Lebensgemeinschaft in einem Fluss reagiert sehr sensibel auf Veränderungen des Abflusses. Umfangreiche Untersuchungen der hydraulischen, morphologischen, biologischen, physikalischen und chemischen Parameter in Ausleitungsstrecken von insgesamt 25 Wasserkraftanlagen und an nicht beeinflussten Flussabschnitten im bayerischen Voralpenland zeigten, dass die sohlnahen Strömungsmuster, die Rauheit des Flussbetts und die Sonneneinstrahlung die wichtigsten Parameter

346

6

Wasserkraft

sind, um die ökologischen Bedingungen in einem Fluss zu beschreiben. Jedes dieser Hauptmerkmale beinhaltet weitere Unterparameter (Tabelle 6.5). Tabelle 6.5 Parameter zur Charakterisierung der ökologischen Bedingungen Gemessener Parameter

enthaltene Parameter

sohlnahe Fließgeschwindigkeit unb

Abfluss Gefälle Morphologie der Flusssohle Bodensubstrat Kornverteilung (Bodenrauheit) Nährstoffangebot Turbulenz

Bodenrauheit hA50

Gefälle Intensität der sohlnahen Turbulenz sohlnahe Fließgeschwindigkeit Habitat-Angebot

Maß für die Sonneneinstrahlung Ufervegetation Nährstoffangebot IF Wassertemoeratur Algenwachstum Wasserchemie (z. B. Sauerstoffgehalt, pH-Wert)

Um mit dem MEFI-Modell den Mindestwasserabfluss zu bestimmen, wurden die Fließbedingungen bei unterschiedlichen Abflüssen an charakteristischen Flussquerschnitten von Ausleitungsstrecken untersucht. An jedem Querschnitt wurden bei verschiedenen Abflüssen die Höhe des Algenwachstums hA50 und die mittlere sohlennahe Fließgeschwindigkeit unb gemessen. Daraus entsteht eine Beziehung zwischen dem Abfluss Q und der sohlnahen Reynoldszahl Renb , die für jede Ausleitungsstrecke unterschiedlich ist (Abb. 6.43).

Renb =

unb ⋅ hA50 [-] v

(6.6)

6.9 Ökologie und Wasserkraft

347

Abb. 6.43 Beziehung zwischen Abfluss Q und Renb und Ermittlung des Mindestabflusses QB (Weiße Traun, Oberbayern)

Renb ist ebenfalls verknüpft mit dem biologischen Parameter Taxarheo (= rheotypische Artenvielfalt, Abb. 6.44), der die ökologischen Lebensbedingungen beschreibt. Er umfasst auch Organismen, die eine gute Wasserqualität, eine kiesige Sohle und eine bestimmte Mindestfließgeschwindigkeit benötigen. Die ungestörte biotische Lebensgemeinschaft in den untersuchten Flussgebieten setzt sich zusammen aus einem hohen Prozentsatz an rheotypischen* Organismen. Diese dienen damit als Indikator eines guten ökologischen Zustandes in den Ausleitungsstrecken. Verknüpft man die beiden Beziehungen, so lässt sich Taxarheo voraussagen, das bei einem bestimmten Abfluss auftreten wird und folglich der Mindestwasserabfluss, der nötig ist, um die Ansprüche der Lebensgemeinschaft im Fluss zu gewährleisten [6.9].

*

Diejenigen Lebewesen, die auf naturnahe Bäche und Flüsse angewiesen sind, nennt man rheotypische Organismen. Sie sind deshalb der Maßstab für die biologische Qualität eines Fließgewässers. Zu den rheotypischen Tieren gehören z. B. die Eintagsfliege, die Köcherfliege und die Stein- bzw. Uferfliege.

348

6

Wasserkraft

Abb. 6.44 Beziehung zwischen Renb und Taxarheo (Weiße Traun, Obb.)

Um den Mindestwasserabfluss zu bestimmen, wird zunächst Renb bestimmt, der vom mittleren Abfluss QM abhängt (Abb. 6.43). Im betrachteten Beispiel, bei QM = 2,16 m3/s, beträgt der Wert für Renb = 3215. Nimmt man – empirisch festgelegt – die Hälfte dieses Wertes, also 1607, so führt dies zum Basisabfluss QB dieses Flussabschnittes. Dieser wäre im Beispiel QB = 0,37 m3/s. Die Wahl der Hälfte von Renb ist empirisch festgelegt worden und führte in allen Untersuchungen zu realistischen Ergebnissen. Insbesondere bei niedrigen Fließtiefen, kleinen Fließgeschwindigkeiten und hoher Sonneneinstrahlung erwärmt sich das Wasser sehr stark, was zu verstärktem, schädlichem Algenwachstum führt. Diese negativen Effekte treten nur auf, wenn das Ausmaß der Sonneneinstrahlung ein bestimmtes Maß überschreitet. Daher wurde ein Faktor IF (irradiation factor) eingeführt, der die Intensität der Sonneneinstrahlung beschreibt und die negativen Effekte zunehmender Wassertemperaturen berücksichtigt. Je nach Sonneeinstrahlung wird demnach der Basisabfluss erhöht auf den endgültigen Mindestabfluss Qres = QB +

QB ⋅ IF 10

Ist in unserem Beispiel IF = 4,72, ergibt sich der Mindestabfluss zu Qres = 0,72 + (0,37 ⋅ 4,72 / 10) = 0,545 m3/s.

(6.7)

6.9 Ökologie und Wasserkraft

349

Nun kann die ökologische Auswirkung der Mindestwasserabgabe Qres mit Hilfe von Abb. 6.44 abgeschätzt werden (siehe Pfeil in Abb. 6.44). Hierbei entsteht kaum eine Reduzierung der Biodiversität in der Ausleitungsstrecke. Wie Abb. 6.44 zeigt, würde eine weitere Steigerung der ökologischen Effizienz eine sehr starke Zunahme des Abflusses erfordern. Auch wenn das MEFI-Modell lediglich die sohlnahen Strömungsbedingungen berücksichtigt, ist es ein Weg, einen ökologisch fundierten Mindestwasserabfluss bei Flüssen mit kiesiger Sohle zu bestimmen. Neben seiner allgemeinen Anwendbarkeit ist es kostengünstig und schnell anzuwenden. 6.9.2

Fischpässe

Der Bau einer Wasserkraftanlage, aber auch eines Wehres allein, beeinträchtigt den natürlichen Abfluss in einem Gewässer. Dies hat Auswirkungen auf die Wanderung der im Fluss lebenden Tiere (Fische und Makrozoobenthos*). Durch den Aufstau wird das Fließkontinuum unterbrochen; das Sperrenbauwerk stellt ein unüberwindliches Hindernis für die Wassertiere dar. Seit vielen Jahren sucht man daher nach Lösungen, um die Wanderung der Lebewesen an einem Wehr zu ermöglichen. Seit der Einführung der Europäischen Wasserrahmenrichtlinie im Jahre 2000 ist die Durchgängigkeit eines der Ziele zur Wiederherstellung eines „guten ökologischen Zustandes“ unserer Gewässer (siehe Kapitel 12 „Rechtliche Aspekte“). Im Gegensatz zu Fischaufstiegsanlagen, die durchaus von den Tieren aufgrund der Lockströmung erfolgreich angenommen werden und so die Passage nach oberstrom möglichen machen, gibt es nach wie vor Probleme bei der Bemessung und Gestaltung von Fischabstiegsanlagen [6.6]. Inzwischen gibt es zahlreiche, erfolgreich gebaute Fischaufstiegsanlagen sowohl mit technischem als auch natürlichem Charakter (Abb. 6.45). Diese Passagen eignen sich jedoch allesamt nicht, um die Wanderung stromabwärts zu ermöglichen. Das Problem hierbei ist nicht die Ausgestaltung des Umgehungsgewässers selbst, vielmehr die Tatsache, das die Tiere den oberstromigen „Einstieg“ zum Gewässer nicht oder nur zufällig und damit selten finden. Sie wählen vielmehr den oft riskanten Weg über die Wehre (in Zeiten von Hochwasser) oder durch die Turbinen, um ihren Lebensort zu wechseln oder zu ihren Laichgründen zu gelangen.

*

Sammelbegriff für alle am Gewässerboden lebenden wirbellosen Tiere ab 1 mm Länge. Viele der vorkommenden Arten sind als Bioindikatoren zu betrachten und können somit direkt zur Beurteilung der ökologischen Situation im untersuchten Gewässerabschnitt herangezogen werden.

350

6

Wasserkraft

Abb. 6.45 Fischpass am Wasserkraftwerk Rheinfelden / Rhein

Zahlreiche Untersuchungen der letzten Jahre belegen, dass der Versuch, durch die Turbinen nach unterstrom zu gelangen, zu einer hohen Mortalitätsrate führt. Daher wurden verschiedene Schutzanlagen entworfen, um diesem Problem zu begegnen, insbesondere für junge Lachse. Für katadrome, d. h. flussabwärts wandernde Süßwasserfische, die zum Laichen das Meer aufsuchen

6.9 Ökologie und Wasserkraft

351

(wie z. B. der Europäische Aal) sind diese Anlagen jedoch in der Regel nicht geeignet. Gegenwärtig laufen mehrere Forschungsprojekte in Nordamerika und Europa, um mehr Informationen über das natürliche Wanderverhalten von erwachsenen Aalen auf ihrem Weg zu den Laichgründen im Atlantik zu gewinnen. Neben dem Versuch, „fischfreundliche“ Turbinen zu entwerfen, die eine sicher Passage ermöglichen, oder die Turbinen abzuschalten, um die Passage über die Wehre zu erlauben, werden insbesondere auch Möglichkeiten erforscht, den Fischen Bypässe anzubieten, und sie am Kraftwerk vorbeizuleiten. Solche Fischabstiege bestehen aus mehreren ineinander greifenden Komponenten:

– dem Einlaufbauwerk, – den Leiteinrichtungen und – einer Sammelanlage zur Umleitung der Fische. Wenn notwendig, werden Barrieren eingesetzt, um den Zugang zum Turbineneinlauf zu unterbinden. Hier helfen zum Teil Scheuchanlagen mit Lichtoder Schallquellen. Einen grundsätzlicher Entwurf für einen in beide Richtungen geeigneten Fischpass stellt Abb. 6.46 vor. Der Bypass besteht aus einem natürlichen Umgehungsgerinne mit Beobachtungseinrichtungen. Im Vergleich zu reinen Fischaufstiegsanlagen wird zusätzlich Wasser von Oberwasser zugegeben und die Attraktivität für abwärts wandernde Fische wird erhöht. Um abwärts wandernde Fische dazu zu bewegen, den Bypass zu nutzen, sind Leit- und Sammeleinrichtungen vor dem Kraftwerkseinlauf angeordnet. Optional können Barrieren eingebaut werden, um die Tiere vor dem Einlauf abzuschirmen. Ungelöst ist allerdings noch die Frage, wie man aufsteigende Fische davon abhalten kann, durch die Rohrleitung der Abstiegsanlage „irregeleitet“ zu werden. Durch Maßnahmen zur Verbesserung der Wandermöglichkeiten von Fischen und Aalen werden ihre Lebensbedingungen deutlich verbessert. Es braucht nicht verschwiegen werden, dass solche Maßnahmen – auch wenn sie teuer sind – dennoch notwendig sind, um die gesellschaftliche Akzeptanz der Wasserkraft als erneuerbare Energie zu bewahren und zu fördern. Für Wissenschaft und Energieversorger ist es daher eine Verpflichtung, den noch bestehenden Nachteil in Zukunft zu beheben.

352

6

Wasserkraft

Einlass nach Oberwasser Auslass im Unterwasser Wehr

Kraftwerk

Rohrleitung Beobachtungsstation

Ablenkvorrichtungen Leit- und Sammeleinrichtungen Einlass nach Unterwasser

Beobachtungsstation

Auslass ins Oberwasser Abb. 6.46 Vorschlag für einen Fischpass in beide Richtungen

6.9.3

Restwasserkraftwerke

Da die Mindestwasserabgabe (oft als Restwasserabgabe bezeichnet) über das ganze Jahr mit konstanter oder genau festgelegter Wasserführung erfolgt, ist die energetische Nutzung dieser Restwasserabflüsse bei Fallhöhen über drei Metern – insbesondere wegen der durch das „Gesetz über erneuerbare Energien“ festgelegten Vergütung – wirtschaftlich interessant geworden. Die notwendigen baulichen Anlagen beschränken sich auf ein Einlaufbauwerk, eine kurze Triebwasserleitung und das Krafthaus mit Turbine und Generator. Größere Veränderungen beim vorhandenen Wehrbauwerk und am Fluss sind meist nicht erforderlich. In Abhängigkeit der Fallhöhe des Restwasserkraftwerks zum Ausleitungskraftwerk kann hier der finanzielle Verlust durch die

6.10 Literatur

353

Restwasserabgabe – wenn auch nicht ausgeglichen – so doch deutlich abgemindert werden. An vielen bestehenden Ausleitungskraftwerken wurden daher in jüngster Zeit Restwasserkraftwerke gebaut (z. B. Saalach-Kraftwerk an der Kiblinger Sperre in Bad Reichenhall (Abb. 6.47), Restwasserkraftwerk in Jettenbach am Inn). Längsschnitt Restwasserkraftwerk Bad Reichenhall

Oberwasser 486,60 m+NN

Auffüllung

Unterwasser 472,90 - 480,50 m+NN

Fels

Abb. 6.47 Restwasserkraftwerk an der Saalach / Bad Reichenhall

6.10 Literatur 6.1 6.2 6.3 6.4 6.5

Bayerisches Landesamt für Wasserwirtschaft: 100 Jahre Wasserbau am Lech zwischen Landsberg und Augsburg – Auswirkungen auf Fluss und Landschaft. Schriftenreihe Heft 19, 1984 Berger H.: Druckstoßverhalten an Blenden bei Berücksichtigung der Anlaufströmung. Mitteilungsheft Nr. 89 des Instituts für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität Berlin, 1978 Blind H.: Wasserbauten aus Beton, Handbuch für Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau, Entwurf - Berechnung - Ausführung, Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften, Berlin, 1987 Bundesverband der deutschen Gas- und Wasserwirtschaft e. V. und Vereinigung Deutscher Elektrizitätswerke e. V. (Hrsg.): Kosten- und Leistungsrechnung der Energie- und Wasserversorgungsunternehmen. Bonn, 1988 Cotillon J.: L'hydroélectricité dans le monde. La houille blanche, revue internationale de lèau, numéro spécial 1-2, 1978

354 6.6 6.7 6.8 6.9

6.10

6.11 6.12 6.13

6.14 6.15 6.16

6.17 6.18 6.19

6.20 6.21

6

Wasserkraft

DWA Themen: Fischschutz- und Fischabstiegsanlagen – Bemessung, Gestaltung, Funktionskontrolle, 2. korrigierte Auflage, Juli 2005, Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 2005 Giesecke J., Mosonyi E.: Wasserkraftanlagen. Springer-Verlag Berlin Heidelberg, 2. Auflage, 2002 Haas H., Strobl Th.: Wasserkraft. Teil III der Reihe Regenerative Energien. Verein Deutscher Ingenieure, VDI-Gesellschaft Energietechnik, Düsseldorf, 1998 Heilmair Th., Maile W., Strobl Th.: Relationships between hydraulic and biological parameters in residual flow reaches as a basis for stipulating residual discharge levels, Proceedings of the conference of The International Journal of Hydropower and Dams; Barcelona, June 1995 Heilmair Th.: Hydraulische und morphologische Kriterien bei der Beurteilung von Mindestabflüssen unter besonderer Berücksichtigung der sohlnahen Strömungsverhältnisse. Berichte der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität München, Nr. 79, 1997 Huber R., Keller A. P.: Maßstabseffekte bei der Kavitationserosion. Berichte der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität München, Nr. 91, 2001 Joukowsky N.: Über den hydraulischen Stoß in Wasserleitungsrohren. Mémoir l’Academie Imperial de Sciences de St. Petersburg, Vol. 9, Serie 8, Nr. 5, 1900 Keller A. P.: Cavitation Scale Effects – Empirically Found Relations and the Correlation of Cavitation Number and Hydrodynamic Coefficients. CAV 2001, 4th International Symposium on Cavitation, California Institute of Technology, Pasadena, California, USA, June 20-23, 2001 Lecher K., Lühr U., Zanke C. E.: Taschenbuch der Wasserwirtschaft. 8. Auflage, Parey Buchverlag Berlin, 2003 Logar R. H.: Waterhammer for rapid closure of pipelines with a varying diameter. Water Power & Dam Construction, September 1991 Maile W., Heilmair Th., Strobl Th.: Das MEFI-Modell - Ein Verfahren zur Ermittlung ökologisch begründeter Mindestabflüsse in Ausleitungsstrecken von Wasserkraftanlagen. Berichte der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität München, Nr. 80, 1997 Mosonyi E. (1987): Water power development; Volume one: Low head power plants; Third enlarged and completely revisited edition. Akadémiai Kiadó, Budapest. Rössert R.: Hydraulik im Wasserbau. 10. Auflage, R. Oldenburg Verlag, München, 1999 Strobl Th. und Zunic F.: Hydroelectric Power. Landolt-Börnstein: Numerical Data and Functional Relationship in Science and Technology - New Series. Group 8: Advanced Materials and Technologies, Vol. 3 Energy Technology, Subvolume C, Springer Publishing Company, 2006 Strobl Th., Zunic F.: Handbuch für Bauingenieure. Herausgeber: Katzenbach, Diederichs, Zilch, Springer-Verlag, 2001 Von König F., Jehle C.: Bau von Wasserkraftanlagen, 3. Auflage. C. F. Müller Verlag, Heidelberg, 1997

7

Binnenschifffahrt

Die Binnenschifffahrt in Europa reicht viele hundert Jahre zurück. Die größeren Flüsse dienten schon in früher Vergangenheit dazu, Güter und Personen zu befördern, vielfach auch aus militärischen Gründen. Um die großen Flussgebiete Europas miteinander zu verbinden und durchgängige Wasserstraßen für Transport und Verkehr zu schaffen, wurden künstliche Kanäle angelegt. Der epochale Versuch Karls des Großen, Donau und Rhein mittels eines Schifffahrtskanals zu verbinden (Fossa Carolina nahe der Ortschaft Graben bei Weißenburg), scheiterte allerdings an außergewöhnlich schlechten Witterungsbedingungen mit starken Regenfällen während der Bauzeit im Jahre 793. Mit der Eröffnung des Main-Donau-Kanals im Jahre 1992, wurde schließlich ein lückenloser Schifffahrtsweg zwischen Schwarzem Meer und Atlantik auch für große Schubverbände mit Längen bis 185 Metern verwirklicht. Trotz starker Konkurrenz von Bahn und vor allem vom Schwerlastverkehr spielt die Binnenschifffahrt in Europa immer noch eine bedeutende Rolle im Gütertransport. Seewasserstraßen und Seehäfen werden in diesem Buch nicht behandelt. In diesem Zusammenhang wird auf die weiterführende Literatur verwiesen [7.6, 7.7].

7.1

Bedeutung der Binnenschifffahrt

Die Binnenschifffahrt gliedert sich in die Personen- und die Güterschifffahrt. In diesem Buch wird nur der Bereich des Güterverkehrs auf den Wasserstraßen behandelt, auch wenn die Personenschifffahrt als Freizeitvergnügen sich fortwährend großer Beliebtheit erfreut. Im Jahr 1999 wurden in der Bundesrepublik Deutschland mit Binnenschiffen 229 Mio. Tonnen Güter befördert. Unter Berücksichtigung der Transportweiten betrug die Verkehrsleistung rd. 63 Mrd. Tonnenkilometer. Die Daten der drei wichtigsten Güterverkehrsträger sind in Tabelle 7.1 angegeben:

356

7

Binnenschifffahrt

Tabelle 7.1 Die wichtigsten Güterverkehrsträger, Stand 1999 [7.6] Streckenlänge

Verkehrsaufkommen

Verkehrsleistung

km

%

Mio. t

%

Mrd. tkm

%

Schiff

7.367

3

229

17

63

16

Bahn

40.700

15

287

21

71

18

LKW

229.000

83

828

62

261

66

Gesamt

277.067

100

1343

100

395

100

Der Binnenschifffahrt steht in Deutschland mit 7.367 km Schifffahrtsstraßen das kürzeste Verkehrsnetz im Vergleich zu den drei anderen oben angeführten Verkehrsträgern zur Verfügung. Auf diesen 3 % des Gesamtverkehrsnetzes werden allerdings 17 % der Gesamtgütermenge transportiert und 16 % der Gesamtverkehrsleistung erbracht. Damit ergibt sich eine spezifische Verkehrsleistung je Streckenkilometer für Binnenschiff : Bahn : LKW im Verhältnis 9 : 2 : 1 zugunsten der Binnenschifffahrt. Aufgrund der Größe eines einzelnen Großmotorschiffes (2 000 t) transportiert ein einziges Schiff so viel wie rund 100 LKW (20 t). Dies verdeutlicht die große Leistungsfähigkeit des Verkehrssystems Binnenschiff / Wasserstraßen. Im Straßengüterfernverkehr und in der Binnenschifffahrt betragen die mittleren Transportweiten jeweils ca. 270 km, bei der Bahn etwa 230 km. Nachteilig sind die längeren Fahrtzeiten, die benötigt werden, um die Güter zu transportieren. Daher werden mit Schiffen insbesondere Massengüter transportiert, die eine lange Transportdauer vertragen und bei denen es auf Menge und nicht so sehr auf Geschwindigkeit ankommt. Wichtige Waren und Güter sind z. B. Steine, Baustoffe, Öl, Benzin, Erze und Metallabfälle, Stahlprodukte, Bauschutt usw. Hochwertige Güter werden zunehmend in genormten Containern transportiert (überwiegend auf dem Rhein mit seinen Nebenflüssen und an der Elbe). Hier hat die Binnenschifffahrt gegenwärtig ihre größten Zuwachsraten. Die Vorteile der Binnenschifffahrt liegen auch in der Umweltfreundlichkeit, Sicherheit und Energiesparsamkeit ihrer Transporte. Auch verfügt sie heute noch über große Leistungsreserven auf den meisten Schifffahrtswegen. Mit Transportkosten von 0,18 €je 100 t/km liegt das Binnenschiff konkurrenzlos vor der Schiene (0,75 €je 100 t/km) und vor dem Lkw (2,50 €je 100 t/km). Ein Schiff verbraucht rund ein Viertel des Treibstoffs wie ein Lkw bezogen auf die gleiche Transportmenge. Der Schiffstransport ist damit ein wirksamer Beitrag zur Verringerung der verkehrsbedingten CO2-Emmission (siehe auch

7.2 Binnenschiff

357

Abb. 7.1). Der jeweilige CO2-Ausstoß in Gramm je Tonnenkilometer beträgt im Vergleich Binnenschiff : Bahn : LKW rund 40 : 50 : 150.

370 km

300 km

100 km

6 km km Abb. 7.1

0

100

200

300

Transportweiten für eine Gütertonne bei gleicher Treibstoffmenge

Nach dem Wasserwegerecht gliedern sich die Bundeswasserstraßen in Binnenwasserstraßen (ca. 6500 km) und Seewasserstraßen (ca. 700 km). Beide unterliegen der Wasser- und Schifffahrtsverwaltung des Bundes. Eine Übersicht der Binnenschifffahrtsstraßen gibt Abb. 7.2. Da im Norden Deutschlands die natürlichen Schiffswege eine Süd-Nord-Ausrichtung haben, hat man früh begonnen, die Flüsse mittels künstlicher Kanäle zu verbinden. Eine der wichtigsten Schifffahrtskanäle ist der Mittellandkanal, der im Jahre 2005 sein 100jähriges Bestehen feierte.

7.2

Binnenschiff

Bis zum Zweiten Weltkrieg galt das 1000-Tonnen-Kanalschiff als Bemessungsschiff für die Wasserstraßen in Deutschland. Im Jahre 1954 wurde ein neuer Einheitsschiffstyp, das Europaschiff, auf den großen Flüssen Europas eingeführt (Länge = 85 m Länge, Breite = 9,50 m, Abladetiefe = 2,50 und Tragfähigkeit 1.350 t). In dieser Zeit wurde auch die Schleppschifffahrt durch Motorgüterschiffe verdrängt, die deutlich schneller fahren konnten. Die Folge waren häufigere Begegnungen zwischen Schiffen und mehr Überholungen als vorher. Diese Entwicklung hatte zur Folge, dass alle neuen Kanäle nach dem Europaschiff bemessen werden mussten.

358

7

Binnenschifffahrt

Ostsee

Nordsee

Regensburg WÜRZBURG

Sitz eines Wasser- und Schifffahrtsamtes Sitz einer Wasser- und Schifffahrtsdirektion Zuständigkeitsgrenzen zwischen Wasserund Schifffahrtsämtern bzw. -direktionen

Abb. 7.2 Binnenschifffahrtsstraßen in Deutschland mit Zuständigkeiten (Quelle: Wasser- und Schifffahrtsverwaltung des Bundes)

7.2 Binnenschiff

359

Die Entwicklung im Binnenschiffsbau und in der Flottenstruktur tendiert heute zum Großmotor-Güterschiff bzw. Großmotorschiff (GMS) und zum Schubverband. In Anlehnung an die für das Europaschiff entwickelten Regelabmessungen wurden neue Regelabmessungen für Kanalquerschnittsformen festgelegt (siehe Abschnitt 0). Die neuen Regelquerschnitte mit 170 m² lassen einen uneingeschränkten Verkehr mit Schiffen bis zur heutigen Regelschiffsgröße zu [7.8]. Einzelfahrer

Fährt ein Güterschiff alleine, ohne Schleppkahn, ist es ein Einzelfahrer. Heute überwiegen die Großmotorschiffe (Abb. 7.3). Es sind Gütermotorschiffe mit einer Länge von 95 bis 110 m und einer Tonnage bis zu 2300 t. Daneben gibt es Tankmotorschiffe (TMS) zur Beförderung von Flüssigkeiten oder Gasen in fest verbundenen Tanks. Schiffsverbände

Im Gegensatz zu einem einzeln fahrenden Motorgüterschiff, werden bei Schiffsverbänden mehrere Schiffskörper zusammengekoppelt. Damit kann pro Mannschaft ein deutlich höheres Transportvolumen erreicht werden. Im Gegensatz zur Schleppschifffahrt*, die bis in die 60er Jahre den Schiffsverkehr dominierte, werden heute Verbände von mehreren Güterschubleichtern (kurz: Leichtern) in unterschiedlichen Formationen starr zusammengekoppelt. Das antreibende Motorschiff kann entweder ein eigenständiges Gütermotorschiff sein oder ein Schubboot ohne eigenen Laderaum, das nur dem Antrieb dient (Abb. 7.4). Durch das wendige Schubboot sind Schubverbände sehr manövrierfähig. Außerdem kann das Schubschiff auch andere Aufgaben übernehmen, während die Leichter im Hafen be- und entladen werden. Güterschubleichter verfügen gelegentlich über einen eigenen kleinen Motor, der es erlaubt, außerhalb eines Schubverbandes kleine Manövriervorgänge und Ortsveränderungen vorzunehmen. Eine Zusammenschau der wichtigsten Schiffsverbände zeigt Abb. 7.5. Zu beachten ist, dass einige Kombinationen nur für Talfahrten oder Bergfahrten geeignet sind.

*

Bei der Schleppschifffahrt wurden an ein Motorschiff (Schleppboot oder Schlepper) bis zu drei nicht motorisierte Schleppkähne angehängt. Mit einem solchen Schleppverband konnten bis zu 3000 t Güter berg- und talwärts transportiert werden.

360

7

Abb. 7.3

Binnenschifffahrt

Großmotorschiff (GMS) für den Gütertransport

Gütermotorschiff mit Spitzbug

Gütermotorschiff mit Pontonbug

Schubboot

Schubverband (eingliedriger Einzelverband)

Leichter Abb. 7.4

Die wichtigsten Schiffstypen

7.2 Binnenschiff

Schubverbände

Schubboot B und T

B und T

Zweigliedriger Einzelverband

Eingliedriger Zwillingsverband

B und T Eingliedriger Einzelverband

Leichter

361

nur T

B und T Zweigliedriger Zwillingsverband

Zweigliedriger Drillingsverband

nur B Dreigliedriger Zwillingsverband

nur T

nur T Zweigliedriger Zwillings-Koppelverband

Gütermotorschiffs-Verbände

Zweigliedriger Drillings-Koppelverband

Gütermotorschiff

Kahn nur B starre Kupplung nur B Passivgelenk nur B Aktivgelenk

Schubverband Schleppgelenkverband Schubgelenkverband

nur T

Koppelverband B und T

nur B

Schubverbände nur T

Schlepp-Verbände Schlepper nur B Schleppkahn nur T

Abb. 7.5

Schiffsverbände (B = Bergfahrt, T = Talfahrt)

362

7.3

7

Binnenschifffahrt

Verkehrswasserbau

Der Verkehrswasserbau beinhaltet den Ausbau und Neubau sowie den Betrieb und die Unterhaltung von Wasserstraßen und ihrer Anlagen (Schifffahrtsrinne, Schleusen, Hebewerke, Häfen). Damit soll die Erhaltung und Verbesserung des Nutzens für die Schifffahrt gewährleistet werden. Alle Planungen und Maßnahmen an den natürlichen und künstlichen Wasserstraßen sind unter der Maßgabe der Belange der Sicherheit und Leichtigkeit des Schiffsverkehrs, der Wirtschaftlichkeit und Umweltverträglichkeit durchzuführen. Heute sind die Schwerpunkte der Tätigkeit eines im Wasserbau tätigen Bauingenieurs im Binnenbereich: – Querschnittsvergrößerungen und Ufersicherungen, – ganzheitliche Analysen der Änderungen abiotischer Kenngrößen wie Hydrodynamik und Morphologie, – Planungen und Umweltverträglichkeitsuntersuchungen, – Optimierung von Regelungsbauwerken zur Erarbeitung optimierter Unterhaltungsstrategien – Prognosen morphologischer Entwicklungen der Fahrstrecken, – Hydraulik von Wasserbauwerken, – Betrieb und Bewirtschaftung von Stauhaltungsketten und Kanälen, und im Küstenbereich:

– Bestimmung ausbaubedingter Änderungen abiotischer Ästuarkenngrößen (Strömungen, Schwebstoff- und Salzgehalt, Seegang usw.), – morphologische Prognosen zur Minimierung von Unterhaltungsbaggerungen, – Untersuchung der Wechselwirkung Seeschiff / Seewasserstraße zur Stabilität der Ufer und Fahrrinnensohle. 7.3.1

Schifffahrtswege in Flüssen

Ein erheblicher Teil des Gütertransportes findet auf den Flüssen Europas statt. Diese wurden im Laufe des vorigen Jahrhunderts stetig ausgebaut, um mit den Ansprüchen der modernen Schifffahrt Schritt zu halten. Allerdings beanspruchen heute steigende Transportmengen und höhere Geschwindigkeiten die Flussquerschnitte in einem zunehmenden Maße. Mit der höheren Beladung der Motorgüterschiffe tauchen die Antriebe tiefer ein und die höhere Leistung der Motoren führt zu einem ausgeprägten Propellerstrahl, der die Sohle und die Böschungen stärker als zuvor angreift [7.10]. Schiffe fahren daher erst ab

7.3 Verkehrswasserbau

363

einem festgesetzten Mindestwasserstand, dem sogenannten Regulierungsniedrigwasserstand RNW (Abb. 7.6). Nach den Richtlinien der Donaukommission wird dieser Wasserstand an mindestens 22 Tagen im Jahr (Eisperioden ausgenommen) erreicht oder überschritten. Hierbei ist allerdings zu beachtet, dass neben der Fahrrinnentiefe auch die Fahrwasserbreite, also der insgesamt verfügbare Fahrrinnenquerschnitt für einen reibungslosen und sicheren Schiffsverkehr von Bedeutung ist (Abb. 7.7 und Abb. 7.9).

HW MW RNW

h

Fahrwasserbegrenzung b Abb. 7.6 Regulierungsniedrigwasserstand RNW, Mittelwasserstand MW und Hochwasserstand HW an schiffbaren Flüssen

450 400

Kaub / Rhein Kaub

Fahrrrinnenquerschnitt

350

Wachau / Donau Wachau

300 250

Hofkirchen Hofkirchen / Donau

200

Pfelling / Donau Pfelling

150

Pegel PegelPfelling Pfelling

100

Pegel PegelHofkirchen Hofkirchen Pegel PegelWachau Wachau

50

Pegel PegelKaub Kaub

0 0

50

100

150

200

250

300

350

Anzahlder derUnterschreitungstage Unterschreitungstage im im Jahr Anzahl Jahr

Abb. 7.7 Anzahl der Tage im Jahr, an denen ein bestimmter Fahrrinnenquerschnitt unterschritten wird

364

7

Binnenschifffahrt

Bei der Gestaltung von Wasserstraßen stehen die Sicherheit und Leichtigkeit des Verkehrs im Vordergrund. Diese können im wasserbaulichen Modell untersucht werden (Abb. 7.8). Folgende Grundsätze sind zu beachten:

– ausreichende Fahrrinnenbreiten mit horizontalen Sicherheitsabständen, – ausreichende Fahrrinnentiefen (abhängig von der Wasserführung) mit Berücksichtigung vertikaler Sicherheitsabstände, – günstige Strömungsführung zur Reduzierung von Querströmungen, – Manövriersicherheit durch Einhaltung fahrdynamischer Randbedingungen. Bei der Festlegung der erforderlichen Fahrrinnentiefe spielt neben der Beladung des Schiffes (Abladetiefe) die Fahrdynamik eine entscheidende Rolle. Diese wird beeinflusst von der Schiffsgeschwindigkeit und von Reibungs-, Form- und Wellenwiderständen. Aus der Kenntnis dieser fahrdynamischen Randbedingungen kann aus der vorhandenen Fahrwassertiefe die mögliche Abladetiefe ermittelt werden.

Abb. 7.8

Untersuchung des Fahrverhaltens von Schiffen im Modell

Kenngrößen der Fahrrinne

Die wichtigsten Kenngrößen in einer Fahrrinne sind in Abb. 7.9 zusammengestellt. Der Sohlabstand ist der vertikale Abstand zwischen dem tiefsten Punkt des Schiffes bei Fahrt und der Gewässersohle. Ist die Gewässersohle uneben, so bezieht sich der Sohlabstand auf die mittlere Sohllage oder die hydraulisch wirksame Sohle.

7.3 Verkehrswasserbau

365

Fahrwasserbreite Fahrrinnenbreite Fahrspurbreite

hydraulisch wirksame Wassertiefe

Abladetiefe (uSchiff = 0) Absunk (uSchiff > 0) Flottwasser

Abb. 7.9

Unebenheit

Sohlabstand

Kenngrößen in der Fahrrinne

Ist der Sog von der Schiffsschraube auf das Sohlmaterial größer als dessen Beharrungsvermögen, lösen sich Steine von der Flusssohle und können durch die Kortdüse* transportiert werden (Abb. 7.10). Dabei kann es zu heftigen Schlägen auf die Flügel der Schraube und in der Folge davon zu mechanischen Beschädigungen kommen. Das Ausmaß des Schadens ist dabei neben anderen Faktoren von der Korngröße, dem Sohlabstand und von dem jeweiligen Manöver abhängig (Schiff fährt an oder befindet sich in normaler Fahrt). Abb. 7.10 zeigt eine für den Antrieb nur noch bedingt taugliche Schiffsschraube infolge Steinschlag nach einer Versuchsfahrt über eine mit der Steingröße 70/200 mm gesicherten Flusssohle. Die vielen weiteren Parameter, die hier ebenfalls relevant sind, erschweren eine theoretische Behandlung außerordentlich [7.9]. Es gibt derzeit noch keine Berechnungsmöglichkeit für den zur Vermeidung von Schäden an der Schiffsschraube erforderlichen Sohlabstand. Ein Zugewinn an Erkenntnissen über die Steinschlaggefahr kann nur durch die Auswertung vorhandener Modell- und Naturversuche erfolgen. Dabei müssen die beiden Parameter „Korngröße“ und „Sohlabstand“ betrachtet werden, wobei letztendlich die Fragestellung nach dem kritischen Korndurchmesser, ab dem über das übliche Maß hinaus Schäden an den Schiffsschrauben zu erwarten wären, im Vordergrund steht.

*

Die Kortdüse ist ein konisch zum Heck des Schiffes zulaufendes Stahlrohr in dem sich die Schiffsschraube dreht. Durch die Verjüngung des Rohres entsteht eine stärkere, weil konzentrierte Strömung und damit ein höherer Schub, wodurch Treibstoff gespart wird. Gleichzeitig schützt die Kortdüse den Propeller seitlich vor mechanischer Beschädigung.

366

7

Binnenschifffahrt

Aus den bisherigen Erkenntnissen aus verschiedenen Versuchsergebnissen im Modell und in der Natur können zusammenfassend folgende Schlussfolgerungen gezogen werden:

– Ein Vergleich der Schädigungspotenziale lässt vermuten, dass die Grenze des Korndurchmessers, bei dem am Schiffspropeller beim Aufschlagen keine Schäden entstehen, unter 50 mm liegt; – bei einem Sohlabstand von weniger als 60 cm ist bei einer Korngröße ab 50 mm bei normaler Überfahrt mit deutlichen Schäden an den Antriebsorganen zu rechnen; – dieser Sohlabstand ist dabei schiffsspezifisch unterschiedlich zu bewerten und von der jeweiligen Fahrsituation abhängig. Bei Anfahrvorgängen liegt der Sohlabstand, bei dem keine verstärkten Schäden zu erwarten sind, deutlich (ca. 20 bis 30 cm) über dem für die Normalfahrt erforderlichen Betrag.

Ist-Profil IST SOLL Soll-Profil Abb. 7.10 Schäden am Skew-Propeller des MS Main nach Versuchsfahrten (rechtes Bild: Schiffsschraube in Kortdüse und seitliche Ruder)

Am Beispiel des umstrittenen Donauausbaus zwischen Straubing und Vilshofen wird die Problematik eines nicht lückelosen Ausbaus von kanalisierten Flüssen deutlich. Der kleinste festgesetzte Regulierungsniedrigwasserstand RNW ist dann das schwächste Glied in der Kette und die Schiffe müssen abladen (leichtern) um die Engstelle passieren zu können.

7.3 Verkehrswasserbau

MDK

staugeregelte Strecke

Straubing - Vilshofen

367

staugeregelte Strecke

RNW 2,9 m

2,0 m

2,8 m

Abb. 7.11 Auswirkung von nicht ausgebauten Schifffahrtswegen am Beispiel des umstrittenen Donauausbaus zwischen Straubing und Vilshofen

7.3.2

Schifffahrtskanäle

Die Entwicklung hin zum Großmotorgüterschiff (siehe Abschnitt 7.2) und zum Schubverband hatte eine Neuentwicklung der Regelabmessungen für Kanalquerschnittsformen zur Folge. Nachfolgend werden die wichtigsten Regelprofile vorgestellt (Abb. 7.13). Regelprofile und Abmessungen Wenn sich bei der Erweiterung eines Kanalbettes weder in technischer noch in besiedlungsstruktureller oder in landeskultureller Hinsicht Schwierigkeiten ergeben, wird dem Trapezprofil mit beidseitigen Böschungen der Vorzug gegeben (= Regelquerschnitt „T-Profil“; Trapezform mit 55 m Wasserspiegelbreite, Abb. 7.13). Sprechen technische Gesichtspunkte gegen einen solchen großflächigen Ausbau – z. B. bei tiefen Einschnitten – oder wenn Siedlungen und Industriegebiete bis an den Kanal heranreichen, wird der Kanal entweder nach „RT-Profil“ (Rechteck-Trapezform mit 48,5 m Wasserspiegelbreite) mit einer Spundwandeinfassung an einem Ufer und einer Böschung am anderen Ufer oder nach „R-Profil“ (Rechteck-Form mit 42 m Wasserspiegelbreite) mit Spundwänden an beiden Ufern ausgebaut. Zur Verbesserung des Ökosystems an durch Stahlspundwände eingefassten längeren Strecken ist das „KRT-Profil“ entwickelt worden (kombiniertes Rechteck-Trapez-Profil). In diesem Querschnitt werden die Spundwandoberkanten in der Regel 30 cm unter den Normalwasserspiegel abgesenkt. Hierdurch ist für die am Kanal lebenden Tiere ein kontinuierlicher Übergang zwi-

368

7

Binnenschifffahrt

schen Land und Wasser möglich. Wegen der besseren Umweltverträglichkeit endet auch beim einseitigen Spundwandbau die Spundwandoberkante im Regelfall unter dem Wasserspiegel, so dass ein kombiniertes Rechteck-TrapezTrapez-Profil entsteht. Eine hohe Spundwand wird nur noch dort geplant, wo es die betrieblichen oder örtlichen Verhältnisse erfordern (Einschnitte, Bebauung, Liege- und Wendestellen). Auskleidung In der Regel erhalten die Kanalprofile eine Auskleidung aus Ton oder heute üblicher aus Asphalt (Abb. 7.12). Ausführungen für Regelbauweisen für Böschungs- und Sohlensicherungen: siehe Merkblätter BAW [7.2]

30 cm Steinbruchabfall 40 cm Abtragsmaterial 20 cm Hydratonabdichtung

25 cm Steinbruchabfall 15 cm Abtragsmaterial 4 cm Asphaltfeinbeton 0/12 5 cm Asphaltfeinbeton 0/12

40 cm Schüttsteine 20 cm Steinbruchabfall 10 - 80 cm Abtragsmaterial 20 cm Hydratonabdichtung

40 cm Schüttsteine 10 cm Bitumensand 4 cm Asphaltfeinbeton 0/12 5 cm Asphaltfeinbeton 0/12

Abb. 7.12 Auskleidung von Schifffahrtskanälen (oben: Kanalabdichtung aus Hydraton, unten: Kanalabdichtung aus Asphalt) nach [7.7]

7.3 Verkehrswasserbau

369

Regelquerschnitte mit Böschungen Trapezprofil Fahrspur

Fahrspur 4,00 m

31,00 m 55,00 m

Rechteckprofil Fahrspur

Fahrspur 4,00 m

42,00 m

kombiniertes Rechteck - Trapezprofil Fahrspur

Fahrspur 4,00 m

42,00 m 44,40 m

Rechteck - Trapez - Profil Fahrspur

Fahrspur 4,00 m

48,50 m

kombiniertes Rechteck - Trapez - Trapezprofil Fahrspur

Fahrspur 4,00 m

36,50 m 48,50 m

Abb. 7.13 Regelquerschnitte für das Großmotorgüterschiff (GMS) mit 110 m Länge, 11,45 m Breite, 2,80 m Tiefgang und 2.100 t Tragfähigkeit

370

7.3.3

7

Binnenschifffahrt

Schleusen

Einen wesentlichen Anteil an der Sicherheit und Leichtigkeit des Schiffsverkehrs hat die Anordnung der Schleusen an kanalisierten Flüssen. Je nach Flussverlauf (gerade, mäßig oder stark gekrümmt) ist die optimale Lage zu bestimmen. Bei stark gekrümmten Flüssen und Flussschleifen ist ein Durchstich in der Regel die einzig sinnvolle Lösung (Abb. 7.14).

mäßig gekrümmter Flusslauf (z. B. Jochenstein / Donau)

Donau

Kraftwerk

Schleuse

Wehr stark gekrümmter Flusslauf (z. B. Limbach / Main)

Kraftwerk

Schleuse

Main

Wehr Limbacher Baggersee

Abb. 7.14 Anordnung von Schleusen an Staustufen in Flusskrümmungen

Mit Hilfe von Schleusen überwinden Schiffe den Höhenunterschied im Wasserspiegel zwischen Ober- und Unterwasser eines Flusses oder Kanals. Unterschiedliche Wasserspiegel entstehen beispielsweise an Wehren, wo Wasser zum Zwecke der Energiegewinnung aufgestaut wird. Gelegentlich werden Flüsse auch aufgestaut, um eine ausreichende Fahrwassertiefe zu erreichen. Daneben sind Schleusen üblich an künstlichen Schifffahrtskanälen, die einen Höhenzug überqueren. Bei guten Gründungsverhältnissen lassen sich Schleusen bauen, die eine Höhenunterschied von mehreren -zig Metern überwinden (Schleuse Ust-Kamenogorst, H = 43 m). Übliche Schleusenhöhen am Main und an der Donau liegen etwa zwischen 5 und 10 m. Am Rhein-Main-DonauKanal (RMD-Kanal) erreichen die Schleusen Höhen bis zu 24 Meter.

7.3 Verkehrswasserbau

371

Kammerschleuse Bei einer Kammerschleuse sind Ober- und Unterwasser über eine verschließbare Schleusenkammer miteinander verbunden. Das Obertor am oberen Vorhafen ist häufig ein Senktor und befindet sich im Oberhaupt der Schleusenanlage. Im Unterhaupt am unteren Vorhafen befindet sich das Untertor, das in der Regel als Stemmtor ausgebildet ist (Abb. 7.15). Ober- und Unterhaupt sind massive Betonbauwerke, die den gewaltigen Wasserdruck aufnehmen müssen. Sie beinhalten die Betriebseinrichtungen zum Füllen und Leeren der Schleuse. Durch Fugen getrennt liegt die Schleusenkammer dazwischen; diese nimmt das Schiff auf und befördert das Schiff nach oben oder unten. Solche Kammerschleusen sind die häufigste Bauform an Flüssen und Kanälen in Europa. Bei großen Hubhöhen verwendet man Schachtschleusen. Diese verfügen im Unterhaupt über eine Betonwand und schließen nur die erforderliche Durchfahrtshöhe unten am Auslass mit Hilfe des Untertores ab.

Revisionsverschluss OW

Nutzlänge

Abfallboden

Revisionsverschluss UW

Leiter

Oberdrempel Senktor

Stemmtor

Leitwerk

Unterdrempel Leitwerk

Oberer Vorhafen

Obertor

Leitwand Oberhaupt

Untertor

Kammer

Unterer Vorhafen

Unterhaupt

Leitwand

Abb. 7.15 Einfache Kammerschleuse mit Senktor (Obertor) und Stemmtor (Untertor). Eine detailliertere Darstellungen ist in [7.6] enthalten

Der Grundriss einer Schleusenkammer ist in der Regel rechteckig mit einer Regelbreite von 12,00 m und einer Länge von 190 bis 300 m. Damit können auch Schubverbände durch einen Schleusungsvorgang bedient werden. An größeren Flüssen sind doppelt breite Kammern die Regel, um zweigliedrige Verbände auf ein Mal zu schleusen. An der Donau unterhalb von Regensburg haben die Schleusen eine Breite von 24 m und eine Länge von 220 m (Abb. 7.16). Bei starkem Verkehrsaufkommen kommen auch Doppelschleusen (Parallelschleusen) zum Einsatz. Hier liegen zwei oder mehr Kammern neben-

372

7

Binnenschifffahrt

einander, die unabhängig voneinander betrieben werden und auch unterschiedliche Größe haben können. Dadurch ist eine deutlich bessere Anpassung an unterschiedliche Schiffstypen und -größen gegeben. Liegen zwei gleich große Schleusenkammern nebeneinander, lassen sie sich gegenläufig betreiben, wenn das hydraulische Füllsystem miteinander verbunden ist.

Abb. 7.16 Schleuse an der Staustufe Jochenstein / Donau in Österreich, Breite 24 m, Länge 220 m

Sparschleuse Der Wasserbedarf bei einem Schleusenvorgang in einer Kammerschleuse bemisst sich aus dem Grundrissquerschnitt und der Höhe der Schleusung. Bei 10 m Hubhöhe werden für eine Schleusung bei einer einfach breiten Kammer über 20.000 m3 Wasser benötigt. An Fließgewässern spielt die Wassermenge, die zum Schleusen benötigt wird, keine Rolle. Das Wasser wird stets aus dem Oberwasser entnommen. Anders verhält sich die Sache bei künstlichen Schifffahrtskanälen die eine Scheitelhaltung aufweisen (Abb. 7.17). Hier wird bei jedem Schleusungsvorgang – egal ob Tal- oder Bergschleusung – die zum Schleusen benötigte Wassermenge talwärts abgegeben. Dieses Wasser muss über Pumpen wieder nach oben befördert werden, was einen hohen Energieaufwand bedeutet. Bei einem Kammervolumen von 20.000 m3 muss bei jeder Bergfahrt diese Wassermenge gepumpt werden, wozu rund 700 kWh Strom benötigt werden. Die hohen Kosten führten zur Entwicklung von Sparschleusen. Durch die Anordnung von höhenversetzten Nebenkammern erfolgt die Befüllung der Schleusenkammer nicht mehr mit Hilfe von Pumpen, sondern

7.3 Verkehrswasserbau

373

über die bei einer Talfahrt gefüllten Nebenkammern. Auf diese Weise lassen sich bei drei Nebenbecken rund zwei Drittel des benötigten Wassers sparen (siehe Abb. 7.18 und Abb. 7.19). Höhenunterschied Rhein (Mainz) - Scheitelhaltung: 324,5 m 7 Stufen

27 Stufen

Höhenunterschied Scheitelhaltung - Bundesgrenze: 126,3 m

16 Stufen

6 Stufen

Abb. 7.17 Höhenverlauf der Schifffahrtsstraße Main / Donau und RMD-Kanal

Becken 1

Becken 2 Becken 3

Schleusenkammer 40 % aus Kanalhaltung 60 % aus Sparbecken

Sparbeckenzulauf Abb. 7.18 Füllvorgang an einer Sparschleuse bei der Bergfahrt

aus Becken 1 aus Becken 2 aus Becken 3

374

7

Binnenschifffahrt

Abb. 7.19 Sparschleuse Kriegenbrunn am Main-Donau-Kanal (Schleusenkammer in Bildmitte mit drei Sparbecken)

7.3.4

Schiffshebewerke

Bei großen Hubhöhen, wenn der Schiffsverkehr schnell sein soll oder wenn wenig Wasser zur Verfügung steht, werden statt Schleusen Schiffshebewerke gebaut. Die Schiffe fahren dabei in einen wassergefüllten Trog und werden mitsamt Trog gehoben oder gesenkt. Gegengewichte oder getauchte Auftriebskörper sorgen dafür, dass nur kleine Kräfte und damit wenig Energie benötigt werden. Die Bewegung des Troges erfolgt hydraulisch oder mit Hilfe von elektrisch bewegten Schraubenspindeln, Zahnrädern oder Ketten. Das größte deutsche Schiffshebewerk befindet sich im Elbeseitenkanal bei Lüneburg. Dieses Doppelhebewerk mit zwei Trögen ist 100 Meter lang und 12 Meter breit. Die Hubhöhe beträgt 38 Metern. Bei seiner Eröffnung 1976 war es das größte Hebewerk der Welt. Ein weiteres markantes Schiffshebewerk ist Niederfinow bei Eberswalde am Oder-Havel-Kanal, das 1934 fertig gestellt wurde. Der Trog dieses Hebewerkes ist 85 m lang und 12 m breit, die Wassertiefe beträgt 2,50 m. Bei einem Gesamtgewicht von 4300 t eignet es sich für 1000-t-Schiffe. Die Hubhöhe beträgt 36 m (Abb. 7.20). Trotz dieses enormen Gewichtes der Kammer genügen wegen der exakt auf die Last abgestimmten Gegengewichte wenige Elektromotoren, um Schiffe zu heben und zu senken. Die Gesamtschleusungs-

7.3 Verkehrswasserbau

375

zeit beträgt rund 20 Minuten, wobei der Hebe- bzw. Senkvorgang davon fünf Minuten beansprucht.

Abb. 7.20 Schiffshebewerk Niederfinow (Bild rechts unten: Blick in die Maschinenhalle mit den Seilwinden

Derzeit wird unweit des bestehenden Schiffshebewerkes ein neues Hebewerk geplant. Das Hebewerk soll deutlich größere Schiffsverbände mit einer Länge bis zu 114 m, einer Breite von 12 m und einer Abladetiefe von bis zu 2,80 m bedienen können. Damit werden künftig auch die in den neuen Bundesländern häufig genutzten Verbände aus Schubschiff und drei Leichtern das Hebewerk passieren können ohne für die Passage geteilt werden zu müssen. Das neue Schiffshebewerk wird als Senkrechthebewerk mit Gewichtsausgleich errichtet. An 224 Seilen mit je 60 mm Durchmesser hängende Gegengewichte halten den Trog im Gleichgewicht. Zum Heben und Senken werden Elektromotoren mit einer Leistung von insgesamt 1280 kW benötigt (Abb. 7.21 und Abb. 7.22). Das derzeit größte Schiffshebewerk der Welt wurde 2002 in Belgien am Canal du Centre in Betrieb genommen. Es besitzt eine Hubhöhe von 73 Metern und besteht aus zwei voneinander unabhängigen Trögen von je 8.000 Tonnen Gewicht. Diese hängen an Stahlseilen mit Gegengewichten. In China wird gegenwärtig am Three-Gorges-Staudammprojekt (DreiSchluchten-Projekt) zusätzlich zu den Schiffsschleusen ein Schiffshebewerk gebaut, da der Durchgang durch die Schleusen für kleine Passagierschiffe zu zeitraubend ist. Es vermag 3 000 Tonnen-Schiffe in 15 Minuten um 113 m zu

376

7

Binnenschifffahrt

heben und wird nach Fertigstellung das höchste Senkrechthebewerk der Welt und die leistungsfähigste Anlage ihrer Art sein [7.4].

Abb. 7.21 Planungsstand (2004) des neuen Schiffshebewerkes Niederfinow (Quelle: Bundesanstalt für Wasserbau)

Abb. 7.22 Planungsstand (2004) des neuen Schiffshebewerkes Niederfinow (Quelle: Bundesanstalt für Wasserbau)

7.4 Wichtige Schifffahrtskanäle in Deutschland

377

Neben der senkrechten Bauform gibt es auch Schrägaufzugshebewerke (Abb. 7.23). Schiffshebewerke lohnen sich erst ab einer Hubhöhe von rund 10 m. Bei geringeren Höhen machen sich die Vorteile nicht bemerkbar und damit sind Schleusen dann in der Regel die günstigere Alternative.

Abb. 7.23 Schiffshebewerk Arzviller, Frankreich

7.4

Wichtige Schifffahrtskanäle in Deutschland

Der Mittellandkanal (auch Weser-Ems-Kanal oder Weser-Elbe-Kanal genannt) hat eine Länge von 321 km und ist damit die längste Wasserstraße in Deutschland und die bedeutendste Wasserstraße Europas (Abb. 7.24 und Abb. 7.26). Er gehört zum zentralen Wasserstraßensystem, das West- und Osteuropa verbindet. Durch den Rhein-Herne-Kanal wird der Rhein mit den Flüssen Ems, Weser und Elbe verbunden. Über den Elbe-Havel-Kanal (Abb. 7.25) und die brandenburgischen Flüsse und Seen gelangt die Schifffahrt bis zur Oder.

Elbe-Seitenkanal

Schleusen

Sülfeld

Anderten

DortmundEms-Kanal

Osnabrück

Minden

Hannover Hildesheim

Abb. 7.24 Verlauf des Mittellandkanals

Wolfsburg Braunschweig Salzgitter

Magdeburg

ElbeHavelkanal

378

7

Binnenschifffahrt

Schleusen

Parey

Wusterwitz Brandenburg

Elbe-Havel-Kanal Plauer See Zerben

Niegripp MitellandKanal

Burg

Hohenwarthe Magdeburg

Abb. 7.25 Verlauf des Elbe-Havel-Kanals

Abb. 7.26 Mittellandkanal bei Minden

7.5

Binnenhäfen

Binnenhäfen sind nicht nur Umschlagstellen für Schiffe, sondern auch Zentren des Güterverkehrs mit guten Anbindungen an das Straßen- und Bahnnetz. Nach [7.7] unterscheidet man zwischen

– öffentlichen Häfen für den Umschlag von Stückgut, Containern, Schüttgütern und ungefährlichen Flüssiggütern (Umschlaghafen), – Häfen für den Umschlag gefährlicher flüssiger Stoffe (z. B. Ölhäfen),

7.5 Binnenhäfen

379

– Werkshäfen und Industriehäfen für den Umschlag spezieller Rohstoffe und Fertigprodukte (meist im Eigentum des Werkes), – Betriebshäfen zur Pflege und Unterhaltung des Geräteparks der Wasserstraßenverwaltung (sogenannte technische Flotte), – Schutzhäfen, in denen Schiffe während eines Hochwassers oder über den Winter liegen. 7.5.1

Häfen an Flüssen

Der Bau von Flusshäfen bedarf besonderer Planung, da schwankende Wasserstände, teilweise starke Strömungen und gelegentliche Hochwassersituationen zu schwer berechenbaren Bauzuständen führen können. Besonders bei der Ausbildung der Hafeneinfahrten sind die örtlichen Strömungsbedingungen zu beachten. In Flusskrümmungen ist die Hafeneinfahrt an das Prallufer (siehe Kapitel 2 „Flussbau“) zu legen und etwa unter 30° stromaufwärts zu richten [7.7]. Dadurch wird gewährleistet, dass Geschiebe dem Hafenbecken fernbleibt. Darüber hinaus ist eine solche Hafeneinfahrt selbst für lange Schubverbände, die bergwärts fahren, gut anzusteuern. Talwärts fahrende Verbände müssen unterhalb der Einfahrt wenden oder ihre Leichter festmachen und dann umsetzen. 7.5.2

Häfen an Kanälen

Im Gegensatz zu Flusshäfen ist bei Schifffahrtskanälen beim Bau eines Hafens und beim Steuern der Schiffe keine Strömung zu berücksichtigen (Stillwasserkanal). Die einfachste Form des Umschlaghafens für Güter ist ein Parallelhafen (Lände), mit zurückgesetztem Ufer (Abb. 7.27). Neben den Liegeplätzen für den Umschlag wird bei schmalen Kanälen ein Wendeplatz in einer Bucht angeordnet. Liegen Parallelhafen und Wendeplatz nebeneinander, handelt es sich um einen sogenannten Dreieckshafen. Parallelhäfen sind zwar günstig zu erstellen, haben aber den Nachteil, dass vorbeifahrende Schiffe ihre Geschwindigkeit reduzieren müssen, um die liegenden Schiffe beim Be- und Abladen nicht zu beeinträchtigen. Besseren Schutz bieten Molenhäfen. Sie sind auch leistungsfähiger, weil auch die Mole als Umschlagsplatz genutzt werden kann. Bei größeren Häfen kommen Stichhäfen zur Anwendung, die über eine gemeinsame Hafeneinfahrt erreicht werden können. Die einzelnen Häfen haben eine Länge von 1200 m und eine Breite von 100 m. Erweiterungen durch den Bau weiterer Hafenbecken sind problemlos und ohne Beeinträchtigung des Betriebs möglich.

380

7

Binnenschifffahrt

Parallelhafen

Wendeplatz d = 90 m

Dreieckshafen

Wendeplatz

Molenhafen

Wendeplatz bis 500 m

Stichhafen Hafenbecken

Wasserstraße

Hafenbecken

Ölhafen

Wendeplatz d = 160

Abb. 7.27 Beispiele für Häfen, siehe auch [7.7]

7.7 Literatur

7.6

381

Freizeitnutzung an Binnenschifffahrtsstraßen

Neben dem gewerblichen Nutzen der Bundeswasserstraßen haben diese auch einen hohen Stellenwert im Bereich der Freizeitschifffahrt. Zu den grundsätzlichen Verkehrsvorschriften gibt es für den Freizeitbereich eine Reihe von Vorschriften, die besondere Verhaltensweisen verlangen. Daneben sind die zum Schutz der Umwelt erlassenen Befahrensregeln zu beachten. In den wichtigsten Regelungen werden behandelt:

– Verkehrsvorschriften für Wassersportler, – Kennzeichnung von Kleinfahrzeugen, – Hinweise für Wasserski und Wassermotorräder, – Hinweise für den Einsatz von Sprechfunk und Funk. Siehe hierzu „Sicherheit auf dem Wasser – Leitfaden für Wassersportler“ [7.11]

7.7 Literatur 7.1 7.2 7.3 7.4 7.5 7.6 7.7 7.8 7.9 7.10 7.11

Bundesanstalt für Wasserbau (BAW): Merkblatt Anwendung von geotextilen Filtern an Wasserstraßen (MAG). Eigenverlag, Karlsruhe, 1993 Bundesanstalt für Wasserbau (BAW): Merkblatt Anwendung von Regelbauweisen für Böschungs- und Sohlensicherungen an Wasserstraßen (MAR). Eigenverlag, Karlsruhe, 1993 Bundesanstalt für Wasserbau (BAW): Merkblatt Standischerheit von Dämmen an Bundeswasserstraßen (MSD). Eigenverlag, Karlsruhe, 2005 Bundesanstalt für Wasserbau (BAW): Tätigkeitsbericht 2000, S. 11, 2000 Kuhn R.: Binnenverkehrswasserbau. In: Taschenbuch der Wasserwirtschaft, 8. Auflage, Lecher K., Lühr H.-P., Zanke C. E. (Hrsg.), S. 745 - 784, Parey Buchverlag Berlin, 2001 Kuhn R.: Binnenverkehrswasserbau. Verlag für Architektur und technische Wissenschaften Berlin, W. Ernst u. Sohn, 1984 Lattermann E.: Wasserbau-Praxis Band 2, Binnenwasserstraßen, Seewasserstraßen und Seehäfen, Seebau und Küstenschutz, Bauwerk Verlag Berlin, 2002 Richtlinien für Regelquerschnitte von Schifffahrtskanälen, 1. August 1994 Söhngen B.: Fahrdynamische Modelluntersuchungen. Mitteilungsblatt der Bundesanstalt für Wasserbau (BAW), Nr. 80, Karlsruhe, 1999 Söhngen B. und Heer M.: Einfluss des mittleren Rückströmungsfeldes auf den Geschiebetransport am Beispiel des Rheines bei Westhoven. Mitteilungsblatt der Bundesanstalt für Wasserbau (BAW), Nr. 82, Karlsruhe, 2000 www.elwis.de/Freizeitschifffahrt/leitfaden-sicherheit-auf-dem-wasser/index.html

8

Hochwasser

Jährlich entstehen durch Hochwasser Schäden in Milliardenhöhe. Das Elbehochwasser im August 2002 forderte in Deutschland 21 Menschenleben und verursachte nach Schätzungen der Bundesregierung Schäden in Höhe von über 10 Milliarden Euro. Aus einer weltweiten Statistik der Naturkatastrophen geht hervor, dass rund 50 % der volkswirtschaftlichen Schäden aus Überschwemmungen resultieren [8.34]. Aus diesem Grund werden große Summen aufgewendet, um Städte und Siedlungen sowie Infrastruktur und Wirtschaftsgüter vor den Auswirkungen eines Hochwassers bestmöglich zu schützen. Die finanziellen Aufwendungen hierzu sind beträchtlich: In Bayern beispielsweise sollen bis zum Jahr 2020 über zwei Milliarden Euro in Maßnahmen fließen, die dem Hochwasserschutz dienen. Neben den baulichen Voraussetzungen sind es insbesondere legislative Strategien, durch die versucht wird, Schäden aus Hochwassern zu minimieren. Wenn diese auch nicht gänzlich vermeidbar sind, können präventive Maßnahmen dazu beitragen, Hochwasserschäden zu reduzieren. Trotz aller Anstrengungen verbleibt selbstverständlich ein Restrisiko, dessen sich Planer, politisch Verantwortliche und auch die Betroffenen immer bewusst sein müssen. Keine Maßnahme und kein Schutzsystem kann eine absolute Garantie bieten, dass keine Hochwasserschäden mehr auftreten werden.

8.1

Ursachen und Entstehung von Hochwassern

Hochwasser sind natürliche Zustände in einem Gewässer, bei denen der Wasserstand aufgrund erhöhter Abflüsse einen bestimmten Schwellenwert überschreitet. Je nach Ausprägung unterscheidet man zwischen Hochwassern, die jährlich auftreten und großen Hochwassern mit kleinen Auftretenswahrscheinlichkeiten. So wird beispielsweise ein fünfzigjährliches Hochwasser HQ50 jedes Jahr nur mit einer Wahrscheinlichkeit von 2 % erreicht oder überschritten, ein einhundertjährliches mit einer Wahrscheinlichkeit von 1 %. Überflutungen aufgrund von Hochwassern sind weder ein neues Phänomen, noch grundsätzlich negativ zu beurteilen; sie haben das Aussehen unserer Flusslandschaften zu allen Zeiten geprägt und sind notwendige Vorausset-

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8

Hochwasser

zungen für eine intakte Entwicklung von Flora und Fauna. Als Bestandteil des natürlichen Wasserkreislaufs sind Hochwasser nicht zu vermeiden. Ein Blick in die Vergangenheit zeigt, dass es immer wieder, in unregelmäßigen Abständen, zu teils verheerenden Hochwassern kam. Hochwassermarken an alten Gebäuden belegen vielfach, dass die meisten Hochwasser der jüngeren Vergangenheit in früheren Jahrhunderten weit übertroffen wurden. Das in Europa vermutlich größte Hochwasser des letzten Jahrtausends trat am 21. Juli 1342 auf. Der Main am Pegel Würzburg führte damals über 3 000 m3/s Wasser, möglicherweise sogar knapp 4 000 m3/s (Abb. 8.1). Der Wasserspiegel des Mains reichte annähernd bis zum Portal des Doms. Dieses Hochwasser hat alle großen Flussgebiete Mitteleuropas getroffen, darunter auch die Rheinregion, Mosel, Weser, Moldau, Elbe und Werra. Besonders betroffen war auch die Donau bis nach Wien. In den Chroniken vieler Donaustädte wird dieses katastrophale Hochwasser beschrieben [8.9, 8.43]. Abfluss [m3/s] Beginn der Pegelaufzeichnungen

Zeitskala [Jahr] Abb. 8.1 Hochwasserabflüsse am Pegel Würzburg, Main (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt)

Mit Beginn des starken Bevölkerungswachstums zu Anfang des 19. Jahrhunderts und der zunehmenden Nutzung des Wassers und der Wasserwege im Verlaufe der industriellen Revolution gewannen die Überschwemmungsflächen der meist geräumigen Flusstäler an Wert. Sie wurden eingedeicht und urbar gemacht. Selbstverständlich vermochten Planer und Ingenieure zu keiner Zeit eine Garantie gegen Hochwasser zu geben. Doch schien der zu erwartende Nutzen stets höher als die möglichen Schäden und die damit verbundenen Kosten. Das Oderbruch beispielsweise, eine ehemalige Sumpfniederung der Oder in Brandenburg, wurde auf Anweisung Friedrichs des Großen zwischen 1772 und 1786 trockengelegt und besiedelt. Der Gesamtschaden beim Oder-

8.1 Ursachen und Entstehung von Hochwassern

385

Hochwasser im Juli 1997 belief sich auf mehrere hundert Millionen Mark, weil unter Anderem die mittlerweile besiedelte Ziltendorfer Niederung nach einem Deichbruch überflutet wurde. Das Zusammenspiel von Topographie, Vorfeuchte der Böden, Vegetation, landwirtschaftliche Nutzung, mobilisierbarer Geschiebemenge, Schneeverteilung sowie technische Eingriffe an den Gewässern bestimmt die Bereitschaft für Hochwasser in einem Einzugsgebiet. Ereignisse wie extreme Niederschläge, die entweder sehr heftig sind oder lange andauern, können schließlich ein Hochwasser auslösen. Ebenso kann starke Schneeschmelze zu einem Hochwasser beitragen. Hochwasser wirken je nach Gerinnesystem unterschiedlich. In Wildbachsystemen dominieren intensive Feststoffumlagerungen und Ablagerungen. Hier kommt es überwiegend zu Übermurungen, Ufererosion und Übersarung. Besonders gefährlich sind Sturzfluten, weil sie nach Starkniederschlägen zu schnell ansteigenden Wasserständen führen und es nahezu unmöglich ist, sie rechtzeitig vorherzusagen. Bei Gewässern im Tal hingegen überwiegen Überschwemmungen, aber auch Ufer- und Sohlenerosion können auftreten, was zu Unterspülungen führt. Außerdem kann es zu Sohlenauflandungen kommen. 8.1.1

Klimawandel

Viele Klimatologen gehen heute von eindeutigen Anzeichen für einen Klimawandel aus. So wurde eine deutliche Erhöhung der bodennahen Temperaturen im letzten Jahrhundert festgestellt und eine weitere Tendenz des Temperaturanstiegs verbunden mit Extremereignissen wie Dürre einerseits und Hochwassern andererseits prognostiziert. Dies hätte dramatische ökologische und volkswirtschaftliche Schäden zur Folge. Damit ist Klimaschutz eine der zentralen Herausforderungen dieses Jahrhunderts. Die internationale Staatengemeinschaft hat mit dem Kyoto-Protokoll ein wichtiges völkerrechtliches Signal für den globalen Klimaschutz gesetzt. Ziel ist eine deutliche Senkung des Ausstoßes an Treibhausgasen in allen Industrienationen, da diese am meisten zur Belastung der Atmosphäre und damit zum Treibhauseffekt beitragen. Historische Einordnung des globalen Klimawandels Im Laufe der Erdgeschichte hat es immer wieder z. T. drastische Klimaänderungen gegeben. Relativ warmes Klima ohne Eisvorkommen wechselte ab mit kälteren Zeitabschnitten von einigen Millionen Jahren Dauer. Geologisch gesehen befinden wir uns heute im jüngsten Erdzeitalter, dem Quartär. Dieses

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8

Hochwasser

begann vor rund zwei Millionen Jahren und ist gekennzeichnet durch einen Wechsel von Kaltzeiten (Eiszeiten, Glaziale) und Warmzeiten (Interglaziale). Die letzte Eiszeit innerhalb des Quartärs endete vor etwa 11.000 Jahren. Gegenwärtig befinden wir uns in einer warmen Periode des Quartärs, dem sogenannten Holozän. Die Ursache für die verhältnismäßig regelmäßigen Schwankungen zwischen Kalt- und Warmzeiten wird zum einen in der Variabilität der Erdbahnparameter gesehen. Daneben spielen aber auch tektonische Vorgänge und deren Einfluss auf die ozeanische Zirkulation, der CO2-Gehalt der Atmosphäre, Schwankungen der Sonneneinstrahlung, Vulkanausbrüche und nicht zuletzt der Einfluss des Menschen eine wesentliche Rolle bei Entwicklung des globalen Klimas. Auch innerhalb der letzten 1000 Jahre gab es Temperaturveränderungen, die im globalen Mittelwert zwar nur um 0,5 °C variierten, doch regional bis zu 1,5 °C ausmachen konnten und damit einen wesentlichen Einfluss auf das Klima und die kulturelle Entwicklung des Menschen hatten. So begann das 2. Jahrtausend mit einer relativ warmen Klimaepoche, dem „Mittelalterlichen Optimum“, das die Besiedlung Islands, Grönlands und die Entdeckung Amerikas durch die Wikinger sowie Weinanbau in England ermöglichte. Ab etwa 1200 n. Chr. verschlechterte sich das Klima rapide, gekennzeichnet durch intensive Sturmfluten an der Nordseeküste, kalte Sommer mit Missernten und einem enormen Bevölkerungsrückgang in einigen Regionen der Nordhalbkugel. Diese „kleine Eiszeit“ dauerte bis zu Mitte des 19. Jahrhunderts und wurde von der gegenwärtig noch andauernden Erwärmung abgelöst. Eine global einheitliche Klimaänderung mit einem grundlegenden Temperaturanstieg konnte besonders in den letzten Jahrzehnten des 20. Jahrhunderts festgestellt werden. Die Ursache hierfür wird in erster Linie in den anthropogenen Treibhausgas- Emissionen gesehen und der damit verbundenen Erwärmung der bodennahen Luftschichten. Klimamodelle Mit Hilfe von Klimamodellen wird versucht, die künftige Entwicklung des globalen und regionalen Klimas abzuschätzen. Die globalen Klimamodelle sind allerdings aufgrund ihrer groben räumlichen Auflösung sehr begrenzt bezüglich ihrer Aussagefähigkeit für kleinregionale Gebiete. Unabhängig davon sind sich Fachleute heute einig, dass es durch zunehmende Instabilität der Atmosphäre zu einer Häufung extremer Witterungseinflüsse kommen wird. Ein Beispiel ist die Zunahme extremer Wirbelstürme (z. B. Hurrikan Katrina; Überflutung von New Orleans im August 2005). In Deutschland folgte auf das Extremhochwasser in 2002 eine ausgeprägte Trockenheit im darauf folgenden Jahr in Sachsen.

8.1 Ursachen und Entstehung von Hochwassern

387

Das „Intergovernmental Panel on Climate Change“ (IPCC, www.ipcc.ch) wertet weltweit Studien zum Thema Klimawandel aus und veröffentlicht die Daten in zahlreichen Broschüren, Büchern und in Online-Mitteilungen im Internet [8.20] (Abb. 8.2 und 8.3). Ausgehend von diesen Informationen erwarten deutsche Hydrologen für die nächsten hundert Jahre eine Erhöhung der mittleren globalen Temperatur bei uns um 1,5 bis 3,5 °C und damit verbunden erhebliche Auswirkungen auf den Wasserhaushalt. Für wasserwirtschaftliche Fragestellungen im regionalen Bereich wird die Entwicklung der Niederschläge und der Temperatur daher von besonderer Bedeutung sein.

[°C]

Nördliche Hemisphäre

2

3

1

3 Temperaturdaten aus Thermometermessungen (1) bzw. aus Baumringen, Korallen, Eiskernen (2) und historischen Aufzeichnungen (3) mit Ganglinie der Mittelwerte (4)

Abb. 8.2 Entwicklung der mittleren Temperatur auf der Erdoberfläche der nördlichen Hemisphäre, nach [8.20]

Konsequenzen für die Wasserwirtschaft Die Länder Baden-Württemberg und Bayern sowie der Deutsche Wetterdienst kamen daher im Dezember 1998 überein, zum Thema „Klimaveränderung und Konsequenzen für die Wasserwirtschaft“ (KLIWA, www.kliwa.de) eine längerfristige gebiets- und fachübergreifende Zusammenarbeit zu vereinbaren. Es wurde eine Rahmenvereinbarung getroffen, um die Fortführung wissenschaftlicher Arbeiten im Bereich der Hydrologie und Klimaforschung langfristig zu sichern, den Rahmen für das gemeinsame Vorhaben in organisatorischer und

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8

Hochwasser

fachlicher Hinsicht zu regeln und den Austausch und die Bündelung des Fachwissens unter Nutzung der sich anbietenden Synergieeffekte zu sichern.

Temperaturänderung [°C]

Jahr Abb. 8.3 Prognosen für den Temperaturanstieg, nach [8.20]. Die Balken rechts im Bild zeigen die Spannweite der Aussagen der Aussagen unterschiedlicher Modelle für das Jahr 2100

Die bisherigen Ergebnisse von KLIWA sehen folgende Entwicklung voraus:

– In den nächsten 50 Jahren wird die durchschnittliche Temperatur im Winter um 2° C und im Sommer um rund 1,5° C ansteigen (Auswirkungen vor allem beim Wintertourismus), – künftig wird es daher im Winter häufiger regnen statt schneien und im Sommer mehr heiße Tage geben, – die Zahl heißer Sommertage mit Temperaturen über 30° Celsius wird sich deutlich erhöhen, – bis 2050 wird es im Winter bis zu 35 Prozent mehr Niederschlag geben, der aber aufgrund der wärmeren Durchschnittstemperaturen hauptsächlich als Regen fällt, – häufigere Hochwasser werden die Folge der Klimaänderung sein,

8.1 Ursachen und Entstehung von Hochwassern

389

– die frostsichere Zeit wird sich um rund zwei Wochen verlängern, was für die Landwirtschaft künftig weniger Frostschäden zur Folge hat. Bayern und Baden-Württemberg beispielsweise tragen dieser Klima-Prognose bereits heute Rechnung. Hier wurden alle neuen Hochwasserschutzplanungen mit einem „Klimaänderungsaufschlag“ von bis zu 15 Prozent versehen, z. B. bei der Festlegung eines hundertjährlichen Bemessungshochwassers. Weitere Beiträge zum Thema Klimaänderung und Konsequenzen für die Wasserwirtschaft finden sich in [8.1, 8.25]. 8.1.2

Eingriffe des Menschen

Neben den Auswirkungen, die aus der Klimaänderung abzuleiten sind, haben in der Vergangenheit auch anthropogene Maßnahmen teilweise zu einer Erhöhung der Hochwassergefahr geführt. Hier sind insbesondere die folgenden Eingriffe zu nennen:

– Flussbegradigungen, – Eindeichungen, – Versiegelung von Siedlungsgebieten und – Nutzung von Überschwemmungsgebieten. Flussbegradigungen und Eindeichung Tatsächlich wirkt sich die Begradigung der Flüsse negativ auf den zeitlichen Ablauf eines Hochwassers aus. Generell lässt sich sagen, dass die Kanalisierung von Flüssen zu einer Beschleunigung der Hochwasserwelle führt. Schließlich muss die Welle eine kürzere Distanz bis zur nächsten Siedlung zurücklegen. Eine Hochwasserwelle erreicht daher bedrohte Gebiete früher. Dies kann die Reaktionszeit für Vorsorgemaßnahmen erheblich verkürzen. Da mit den Flusskorrektionen und dem Ausbau der Flüsse in aller Regel auch der Wegfall von Überschwemmungsgebieten (Retentionsflächen) verbunden war, der Flusslauf also eingeengt wurde, besitzt der Fluss eine größere Fließtiefe und die Welle damit eine höhere Geschwindigkeit als vorher. Dies ist ein weiterer Aspekt, der die Wellenlaufzeit verkürzt. Als Folge lässt sich feststellen, dass (von wenigen Ausnahmen abgesehen) die Begradigung unserer Flüsse die Hochwasser beschleunigt und die Wegnahme von Retentionsraum die Wellen im Anlauf steiler werden lässt. Daraus resultiert in der Regel ein höherer Scheitelabfluss, der wiederum zu höheren Wasserspiegeln bzw. Pegelständen führt. Durch Eindeichung von Flussläufen wird der Hochwasserschutz der hinter den Deichen lebenden Menschen verbessert. Als Folge geht jedoch früherer

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8

Hochwasser

Retentionsraum verloren, was für die Regionen unterhalb zu einer Verschärfung der Hochwassersituation führen kann. Versiegelung Naturgemäß fließt Wasser, das auf einen undurchlässigen Untergrund fällt, schneller ab, als wenn der gleiche Niederschlag auf Grünland oder Wälder herabregnen würde. In unverbauten Gebieten wird der Niederschlag zu einem großen Teil in Mulden und Senken zurückgehalten und kommt daher nicht direkt zum Abfluss. In Waldgebieten bleibt ein bestimmter Teil an den Blättern der Bäume haften und verdunstet nach dem Regenereignis wieder, ohne den Boden jemals zu erreichen. Von den Bäumen herab fallende Tropfen werden wiederum im Laub- und Nadelteppich auf dem Waldboden gespeichert und gelangen – wenn überhaupt – nur langsam in den Untergrund, wo das Wasser zeitlich verzögert dem Grundwasser zugeführt wird. All diese Anteile des Niederschlages tragen also nicht zum Hochwassergeschehen bei. Sie speisen vielmehr unsere Bäche und Flüsse in trockenen Zeiten mit einem Basisabfluss, der unsere Gewässer auch nach längerer Trockenheit Wasser führen lässt. Der Anteil des Regens, der direkt über die Bodenoberfläche den Gräben und Bächen und später den Flüssen zugeführt wird, und der ein Hochwasser bewirkt, heißt effektiver Niederschlag und liefert den Direktabfluss. Der sog. Abflussbeiwert gibt an, welcher Anteil des Niederschlags zum Direktabfluss führt (siehe Kapitel 2 „Planungsgrundlagen“). Es liegt nun nahe, der Versiegelung in Folge von Baumaßnahmen eine direkte Schuld an der Verschärfung von Hochwassersituationen zuzuschreiben. Tatsächlich sind in Bayern etwa neun Prozent der insgesamt rund 70.000 km2 Fläche bebaut. Allerdings ist hiervon nur ein Drittel versiegelt, also wasserundurchlässig (z. B. Dachflächen und asphaltierte Straßen oder Parkplätze). Das bedeutet, dass im Mittel lediglich drei Prozent eines Einzugsgebietes vollständig versiegelt ist. In manchen kleinen Einzugsgebieten mit dichter Bebauung ist der tatsächliche Anteil natürlich höher. Dann kann der Abflusskoeffizient auch nennenswert ansteigen und zu einer Verschärfung der lokalen Abflusssituation führen, weil mehr Wasser direkt in die Flüsse gelangt. Bei größeren Einzugsgebieten mit beispielsweise 100 km2 oder mehr, spielt jedoch die künstliche Versiegelung bei der Entstehung von Hochwassern keine nennenswerte Rolle. Hier ist die natürliche Versiegelung der Fläche der ausschlaggebende Faktor, der den maximalen Abfluss bestimmt. Eine solche Versiegelung tritt zum Beispiel auf, wenn der Boden nach längerer Frostperiode gefroren ist und damit kein Wasser aufnehmen kann. Nicht immer ist es jedoch der gefrorene Boden, der zur natürlichen Flächenversiegelung führt. Bei den zahlreichen winterlichen Hochwassern der letzten zwanzig Jahre, die oft im Dezember und Januar auftraten, stellt sich das Szenario häufig so dar: Die Temperaturen bewegen sich um den Gefrierpunkt,

8.1 Ursachen und Entstehung von Hochwassern

391

überwiegend jedoch knapp darunter. Niederschläge fallen folglich bis in die Niederungen als Schnee und bleiben liegen. Folgt einer solchen winterlichen Witterung ein plötzlicher Temperaturanstieg, führen selbst mittlere Regenfälle zu einem Abschmelzen der Schneedecke in weiten Gebieten eines Einzugsgebietes. Als Folge davon verfüllt sich praktisch der gesamte verfügbare Porenraum des Bodens. Das gesamte Einzugsgebiet verfügt fortan über mehrere Tage über eine extreme Abflussbereitschaft mit Abflusskoeffizienten nahe 100 Prozent. Die Pegel reagieren auf diese Wettersituation zunächst nur mit mäßigen Ausschlägen. Das Wasser wird ja vorerst in den oberen Bodenschichten zwischengespeichert. Setzen allerdings in dieser brisanten hydrologischen Situation verbreitet starke Regenfälle ein, kommt praktisch der gesamte Niederschlag auf kürzestem Wege zum Abfluss. Zwei Aspekte sind dabei wesentlich: Zum einen spielt selbstverständlich die Niederschlagsintensität eine Rolle. Starkniederschläge mit Werten von 50 oder 60 mm in 24 Stunden, die unter anderen Randbedingungen nur lokal zu Problemen führen würden, sind plötzlich ursächlich für extreme Pegelstände. Zum zweiten ist die flächige Ausbreitung der Niederschläge von Bedeutung. Das bedeutet, dass in aller Regel ein ausgedehntes Tiefdruckgebiet vorherrschen muss, um weite Teile eines Einzugsgebietes mit hohem Niederschlag zu überregnen. Verstärkend kommt hinzu, dass in den Wintermonaten mit den Niederschlägen meist eine deutliche Erwärmung einhergeht. Die Frostgrenze steigt in den Alpen nicht selten auf 2000 m an und auf vielen Bergen herrscht Tauwetter mit Temperaturen über 10 Grad. Zum Niederschlag in Form von Regen gesellen sich daher Schmelzabflüsse aus den Bergen und Hochlagen. Zusammenfassend ist festzuhalten, dass in der Regel eine ungünstige Kombination mehrerer Einflüsse für das Entstehen großer Fluten verantwortlich ist. Sommerhochwasser sind in der Regel die Folge langer Regenereignisse und einer Sättigung des Bodens durch Vorregen. Winterhochwasser treten meist nach einem raschen Temperaturanstieg bei gefrorenem Boden oder einer Vorfüllung der Poren der oberen Bodenschichten auf. Nutzung von Überschwemmungsgebieten Das Auftreten eines Hochwassers ist ein natürliches Phänomen und nicht grundsätzlich negativ zu beurteilen. Schäden an Hab und Gut entstehen erst, wenn ein Hochwasser bebaute oder landwirtschaftlich sensible Flächen erreicht. Hier hat sich in den zurückliegenden Jahrzehnten die Situation dramatisch verschlechtert, wobei der Mensch meist die alleinige Verantwortung trägt. Die Bebauung sowie gewerbliche und landwirtschaftliche Nutzung von ehemaligen Überschwemmungsflächen wurde lange Zeit praktiziert, ohne sich die Risiken vor Augen zu führen. Im Bereich des Wohnungsbaus wurden Kellerräume zu Wohnzwecken eingerichtet und mit teuren Gütern versehen. Der

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8

Hochwasser

enorme Schaden, den Hochwasser heutzutage nach sich ziehen, ist nicht selten in der geänderten Nutzung ehemaliger Überschwemmungsflächen begründet. Damit diese Entwicklung künftig unterbunden wird, fordert die Bundesregierung im neu verabschiedeten Gesetz zur Verbesserung des vorbeugenden Hochwasserschutzes (§ 31b Wasserhaushaltsgesetz, WHG, Mai 2005), die Überflutungsflächen für ein HQ100 auszuweisen und als natürliche Rückhalteflächen zu erhalten, zu schützen und – wenn möglich – wiederherzustellen (siehe hierzu auch Kapitel 12 „Rechtliche Aspekte“.

8.2

Auswirkung von Hochwassern

Eine Überschwemmung oder Überflutung ist eine vorübergehende Bedeckung einer Landfläche mit Wasser. Vom Wasser mitgeführte Feststoffe werden unter Umständen auf der überfluteten Fläche abgelagert. In der Regel wird während Hochwasser das Gerinne zu klein und Wasser tritt über die Ufer. Auch Verklausungen an Brücken und Engstellen, die Wasser temporär zurück stauen, können Überschwemmungen nach sich ziehen. 8.2.1

Überschwemmungen

Im Wesentlichen lassen sich zwei charakteristische Formen von Überschwemmungen unterscheiden, die auch abwechselnd auftreten können:

– Dynamische Überschwemmungen: In geneigtem Gelände, entlang von Wildbächen und Gebirgsflüssen, tritt fließendes Wasser mit hoher Fließgeschwindigkeit aus seinem Bett aus. Durch die große Fließenergie wird dabei viel Schutt und Geröll mitgerissen und außerhalb des Gerinnes abgelagert. Die dynamische Überschwemmung dauert gewöhnlich nur wenige Stunden. Bedingt durch das geneigte Gelände fließt das Wasser wieder ab. Bei dynamischen Überschwemmungen sind die starken Strömungen für die Schäden verantwortlich. Häufig tritt gleichzeitig Erosion auf. – Statische Überschwemmungen: Wenn der Wasserspiegel eines stehenden oder fließenden Gewässers in flachem Gelände langsam ansteigt, kann es zu einer fortschreitenden Ausuferung kommen. Im ebenen Gelände bewegt sich das Wasser, wenn überhaupt, nur langsam. Schäden bei statischen Überschwemmungen werden durch die Wassertiefe im Überflutungsbereich verursacht. Häufig werden dabei Mauerwerke infolge Durchfeuchtung beschädigt.

8.2 Auswirkung von Hochwassern

8.2.2

393

Feststofftransport

Hochwasser bedeutet immer große Wassermassen und oft auch hohe Geschwindigkeiten. Durch ihre Wucht können Hochwasser Menschen und Material mit sich reißen und Bauwerke zerstören. Ufer- und Tiefenerosion untergraben Fundamente von Bauwerken und das mitgeschleppte Geschiebe eines Hochwassers führt häufig zu Beschädigungen an Kulturland und Bauten. Je nach Gelände und Flusscharakter können Hochwasser sehr unterschiedliche Erscheinungsformen annehmen. Nachfolgend sind die wichtigsten Situationen angeführt:

– die Übersarung ist die Ablagerung von Wildbachschutt und Murgangmaterial außerhalb des Gerinnes. Eine Übersarung kann nur bei einer dynamischen Überschwemmung auftreten; Sogenannte Übermurungen enthalten häufig sehr grobe Stein- und Geröllkomponenten; – eine Sohlenauflandung geschieht in einem Gerinneabschnitt, in dem das Transportvermögen nicht mehr ausreicht, um das Geschiebe weiterzubewegen. Es kommt zur Akkumulation bzw. zur Auflandung der Gerinnesohle (Abb. 8.5); – ein Murgang bzw. eine Mure ist ein breiartiges, oft schnell fließendes Gemenge aus Wasser und Feststoffen (Sand, Kies, Steine, Blöcke, Holz) mit einem hohen Feststoffanteil von bis zu 60 %. Er tritt im Gebirgsraum auf, wenn erosionsanfälliger Untergrund Lockermaterial liefert. Zusätzlich benötigt ein Murgang ein Gefälle von mindestens 25 bis 30 %. Das wasserdurchtränkte Gemenge fließt, meist in mehreren Schüben, mit hoher Geschwindigkeit von 40 bis 60 km/h im Gerinne zu Tal. Ein Murgang besitzt ein beträchtliches Erosionsvermögen und vermag große Geröllmassen, aber auch Baumstämme und Autos umzulagern. Die Erosionskraft eines Murganges kann zu bedeutender Sohleintiefung und Destabilisierung von Uferböschungen führen;

– Ufererosion ist der Abtrag von Festgestein und Lockermaterial an Uferböschungen durch die Schleppkraft des fließenden Wassers. Die Folgen von Ufererosion sind Uferrutschungen und Gerinnebettverlagerungen (Abb. 8.4); – Sohlenerosion bzw. das Einschneiden in den Untergrund (Tiefenerosion) ist abhängig von der Wasserführung, vom Sohlenzustand, vom geologischen Untergrund, vom Gefälle, von der Gerinnegeometrie, von der Menge und der Zusammensetzung des Feststoffeintrages aus den oberhalb Gerinneabschnitten und aus den Böschungen. Bei abklingendem Hochwasser und Übergang zu normaler Wasserführung wird das mitgeschleppte, eher grobe Material oft abgelagert und es bildet sich eine Sohlabpflasterung. Diese kann beim nächsten Hochwasser wieder aufgerissen werden. Es kommt zu einer Eintiefung der Gewässersohle je nach verfügbarer Schleppkraft und

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8

Hochwasser

Transportkapazität des Gerinnes beziehungsweise je nach Widerstand und Festigkeit des Untergrundes. Durch Veränderung des Gerinnelaufs während großer Hochwasser sind Bauwerke am Gewässer, z. B. Brücken und Stege, in Gefahr. Infolge von einstürzenden Uferböschungen und Unterspülungen können Gebäude und Verkehrswege auch oberhalb des höchsten Wasserstandes bedroht sein.

Abb. 8.4

Uferanbruch am Prallufer nach einem Hochwasser

8.2 Auswirkung von Hochwassern

Abb. 8.5

Geröllablagerungen nach Hochwasserabfluss im Stubaital, 1987

Abb. 8.6

Murfangsperre am Herzogstand in Bayern

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396

8

Hochwasser

8.3

Methodische Werkzeuge beim Hochwasserschutz

Hochwasserschutz kann umso wirkungsvoller betrieben werden, je genauer die Kenntnis eines bevorstehenden Hochwassers und seiner möglichen Auswirkungen ist. Die heute eingesetzten Mittel der Datenkommunikation (Telefon, Internet) erlauben bereits lange Zeit vor Eintreffen der Hochwasserwelle, Hab und Gut in Sicherheit zu bringen und geeignete Maßnamen zum Schutz gefährdeter Güter zu ergreifen. Der Hochwassermeldedienst (siehe Abschnitt 8.4.1) tritt in Aktion, sobald bestimmte, in den Meldeordnungen festgelegte Wasserstandsgrenzen erreicht sind. Der Meldebeginn berücksichtigt dabei die für Abwehrmaßnahmen erforderliche Zeit. Allerdings sollten die Wasserstandsgrenzen nicht zu tief angesetzt sein, sonst läuft der Meldedienst an, ohne dass später wirklich kritische Wasserstände erreicht werden [8.19]. 8.3.1

Meldestufen

Als Hochwasser wird der Zustand in einem Gewässer bezeichnet, bei dem der Wasserstand oder der Abfluss einen bestimmten (Schwellen-)Wert erreicht oder überschritten hat. Ob ein Hochwasser Schäden verursacht hängt von den regionalen Randbedingungen ab, überwiegend von der Nutzung der Talauen durch Landwirtschaft, Besiedelung und verkehrliche Infrastruktur. Die Behörden vor Ort definieren Meldestufen nach den Auswirkungen, die ein Hochwasser mit sich bringt. Im Falle eines drohenden Hochwassers bzw. bei Erreichen von festgelegten Meldestufen (Abb. 8.7) informiert die Wasserwirtschaftsverwaltung die gefährdeten Gemeinden und Landkreise.

Abb. 8.7 Beispiel für die Meldestufen 1 bis 4 bei Hochwasser in Bayern (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt)

8.3 Methodische Werkzeuge beim Hochwasserschutz

397

Eine generelle Einstufung des Ausmaßes der zu erwartenden Überflutungen wird in Bayern beispielsweise durch vier Meldestufen beschrieben:

– Meldestufe 1:

stellenweise kleinere Ausuferungen,

– Meldestufe 2:

land- und forstwirtschaftliche Flächen überflutet oder leichte Verkehrsbehinderungen auf Hauptverkehrsund Gemeindestraßen,

– Meldestufe 3:

einzelne bebaute Grundstücke oder Keller überflutet oder Sperrung überörtlicher Verkehrsverbindungen oder vereinzelter Einsatz der Wasser- oder Dammwehr erforderlich,

– Meldestufe 4:

bebaute Gebiete in größerem Umfang überflutet oder Einsatz der Wasser- oder Dammwehr in großem Umfang erforderlich.

Für jede Gemeinde können weitere detaillierte Angaben vorliegen, wie z. B. Wasserstände, die den einzelnen Meldestufen zugeordnet werden. Es ist zu beachten, dass es noch keine bundeseinheitliche Regelung der Meldestufen und der daraus abzuleitenden Aktivitäten gibt. Einige Bundesländer arbeiten auch mit dem Begriff Alarmstufen. Einzelheiten veröffentlichen die Hochwasserzentralen der einzelnen Länder unter www.hochwasserzentralen.de (siehe auch Abb. 8.12). 8.3.2

Luftbilder und Luftbildkarten

Luftbilder sind fotografische Senkrechtaufnahmen der Erdoberfläche, die mit Hilfe spezieller großformatiger Reihenmessbildkameras bei Überfliegungen des Geländes erstellt werden. Sie werden in Deutschland regelmäßig (ca. alle drei Jahre) aktualisiert. Wegen unvermeidbarer Verkippungen der Kamera während der Aufnahme und bedingt durch Höhenunterschiede im Gelände werden Strecken und Flächen in den Luftbildern nicht exakt maßstäblich abgebildet (Abb. 8.8 links). Erst durch eine computergestützte Entzerrung wird aus einem Luftbild ein sogenanntes Orthofoto. Dieses entsteht durch die Umbildung eines im Luftbild zentralperspektivisch abgebildeten Geländeausschnitts in eine Orthogonalprojektion (Abb. 8.8 rechts). Es besitzt einen exakten Maßstab und Raumbezug und dient als Grundlage für die Herstellung von Luftbildkarten.

398

8

Hochwasser

Abb. 8.8 Zentralperspektivisches Luftbild (links) und entzerrtes Orthofoto (Quelle: Bayerisches Vermessungsverwaltung)

Aus Luftbildkarten können Objekte nach ihrer Lage, Größe und Form geometrisch bestimmt werden. Sie enthalten in erster Linie Informationen zur Bebauung und Vegetation der Erdoberfläche und dienen damit als Grundlage für das Abgreifen von Maßen und Koordinaten, aber auch für die Abschätzung hydraulisch wichtiger Kenngrößen, wie Rauheiten der Geländeoberfläche. Luftbildkarten werden vielfach für Planungszwecke im Straßen- und Wasserbau verwendet, darüber hinaus im Bereich der Land- und Forstwirtschaft und bei der Stadtsanierung und Dorferneuerung. 8.3.3

Niederschlag-Abfluss-Modelle

Niederschlag-Abfluss-Modelle (N-A-Modelle) sind vereinfachte Abbilder der Realität. Mit Hilfe einer Systemfunktion (auch Übertragungsfunktion, Einheitsganglinie) kann bei gegebenem Niederschlag der zugehörige Abfluss ermittelt werden (Abb. 8.9). Nähere Hinweise zur Bestimmung einer Einheitsganglinie finden sich in Kapitel 2 „Planungsgrundlagen“. Die Abflussganglinie ist – neben dem Spitzenabfluss bzw. Scheitelwert des Abflusses – für verschiedene Planungsaufgaben wie z. B. in der Rückhaltebeckenplanung als Bemessungsgröße notwendig. Grundvoraussetzung für die Anwendung von N-A-Modellen ist ein in Bezug auf die räumliche Niederschlagsverteilung, die Abflussbildung und die Abflusskonzentration als homogen zu betrachtendes Einzugsgebiet. Die Homogenität kann in vielen Einzugsgebieten bis ca. 100 km2 Größe vorausgesetzt werden. Um aus dem Niederschlag die Abflussganglinie zu ermitteln, ist zunächst der abflusswirksame Niederschlag (Effektivniederschlag) zu bestimmen. Die-

8.3 Methodische Werkzeuge beim Hochwasserschutz

399

ser ist in Abhängigkeit von den Boden-, Relief- und Vegetationseigenschaften als Raten- oder als prozentuale Beziehung mit mehr oder weniger ausgeprägtem sättigungs- und intensitätsabhängigem zeitlichem Verlauf zu ermitteln. Mit Hilfe einer mathematischen Übertragungsfunktion wird durch Superposition aus der Ganglinie des abflusswirksamen Niederschlages die Abflussganglinie ermittelt. Das Vorgehen wird ebenfalls in Kapitel 2 „Planungsgrundlagen“ Abschnitt 2.4 ausführlich erläutert.

Abfluss [m3/s]

Abb. 8.9

Niederschlag [mm / 5 min]

Ergebnis einer N-A-Modellierung

Bemessungsganglinien kleiner Gebiete Der hauptsächliche Bemessungswert für wasserbauliche Planungen ist der Spitzenabfluss vorgegebener Jährlichkeit. Dieser kann über statistische Analysen ermittelt werden (siehe. Kapitel 2, Abschnitt 2.5). Sind keine Zeitreihen für Abflüsse vorhanden, weil das Einzugsgebiet zu klein ist und über keine Pegelstation verfügt, ist der Spitzenabfluss aus Niederschlägen definierter Jährlichkeit mit Hilfe von Niederschlag-Abfluss-Modellen zu ermitteln. Über diese Modelle wird nicht nur der Spitzenwert, sondern auch die Form der Hochwasserabflussganglinie bestimmt.

400

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Hochwasser

Maßgebender Niederschlag Der für N-A-Modelle benötigte Niederschlag definierter Jährlichkeit und Dauer kann aus Niederschlagsstatistiken ermittelt werden. Der „Kostra-Atlas“* (Starkniederschlagshöhen für Deutschland) enthält eine Auswertung für ganz Deutschland und wird vom Deutschen Wetterdienst (DWD) herausgegeben. Es ist jeweils die Jährlichkeit des Niederschlages zu wählen, die der gesuchten Jährlichkeit des Abflusses entspricht. Die Wahl des zeitlichen Niederschlagsverlaufes ist nachrangig gegenüber der Effektivniederschlagsberechnung und der Wahl der Niederschlagsdauer. Während die maßgebende Niederschlagsdauer iterativ ermittelt werden kann, ist die Wahl des Effektivniederschlages gebietsabhängig. Abschätzung der maßgebenden Abflussganglinie Nach Festlegung des zeitlichen Verlaufes des Effektivniederschlages und der maßgebenden Einheitsganglinie werden für verschiedene Niederschlagsdauern die zugehörigen Abflussganglinien bestimmt. Die Abflussganglinie mit dem höchsten Spitzenabfluss ist die maßgebende Bemessungsganglinie. Kleinsteinzugsgebiete

Die synthetischen Einheitsganglinienverfahren sind in der Regel für Einzugsgebiete zwischen 10 und 150 km2 gültig. Für kleinere Einzugsgebiete können diese Verfahren zwar auch verwendet werden, meist ist es jedoch ausreichend, mit dreiecksförmigen Einheitsganglinien zu rechnen (siehe Abschnitt 2.4.1). Hydrologische Untersuchung großer Gebiete

Bei kleinen Einzugsgebieten werden Niederschlag-Abfluss-Modelle zur Bestimmung von Bemessungsganglinien genutzt. Bei inhomogenen Gebieten ist die Anwendung der N-A-Modelle nicht mehr möglich, weil eine gleichmäßige und gleichzeitige Überregnung des Einzugsgebietes nicht mehr vorausgesetzt werden kann. Daher müssen große Einzugsgebiete räumlich so aufgeteilt werden, dass die Teilgebiete wieder weitgehend als homogen in Bezug auf die Modellergebnisse angesehen werden können. Die Inhomogenität ist bei Gebieten gegeben,

– die größer als etwa 100 bis 150 km2 sind, da der Niederschlag nicht mehr homogen ist;

*

KOSTRA = Koordinierte Starkniederschlags-Regionalisierungs-Auswertung. Die Software KOSTRA-DWD 2000 (Version 2.1, 2006) ist eine digitale Datenbank und enthält die Starkniederschlagshöhen für Deutschland in Abhängigkeit von Dauerstufe und Wiederkehrzeit.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

401

– die wegen der Geologie, Pedologie oder Topographie unterschiedliche Abflussbildungs-, Konzentrations- und Transportprozesse aufweisen; – in denen der Abfluss durch menschliche Abflusssteuerungsmaßnahmen beeinflusst wir oder werden kann. Die räumliche Einteilung der Modelle erfolgt in Abhängigkeit von der geforderten Modellaussage und von der Wahl der hydrologischen Verfahren. Am Bayerischen Landesamt für Umwelt werden z. B. raster- und teileinzugsgebietsorientierte Aufteilungen verwendet. Dies erfolgt mit dem Programmsystem ASGi*, das in einem Gemeinschaftsprojekt von der Universität der Bundeswehr München und dem damaligen Bayerischen Landesamt für Wasserwirtschaft Ende der 1990er Jahre entworfen wurde und ständig weiterentwickelt wird. Das Programm ermöglicht die rechnergestützte Simulation des Abflussgeschehens und Stoffaustrags in einem Flusseinzugsgebiet. Durch flächendetaillierte Erfassung von Landnutzung Topographie, Bodeneigenschaften usw. können auch einige Tausend km2 große Einzugsgebiete modelliert werden. Die Erfassung, Speicherung und Visualisierung der flächenhaften Informationen erfolgt weitgehend durch Nutzung von GIS-Systemen, wobei heute auch Daten aus Satellitenaufnahmen genutzt werden können (siehe Abschnitt 8.3.3).

8.4

Maßnahmen zum Hochwasserschutz

Hochwasserschutz ist aufgrund des ständig wachsenden Schadenspotenzials, das der Mensch durch die Besiedlung und Bebauung von überflutungsgefährdeten Flächen erzeugt hat, heutzutage eine übergeordnete Aufgabe. Sowohl die Bundesregierung als auch die einzelnen Bundesländer haben Leitlinien für einen zukunftsweisenden Hochwasserschutz erarbeitet, z. B. das 5-Punkte-Programm der Bundesregierung, das Aktionsprogramm 2020 für das Donau- und Maingebiet oder die Leitlinien für einen zukunftweisenden Hochwasserschutz, herausgegeben von der Länderarbeitsgemeinschaft Wasser LAWA [8.30]. Auch das Gesetz zum vorbeugenden Hochwasserschutz (§ 31 WHG vom Juni 2006) und die dementsprechend angepassten Ländergesetze bilden die Grundlage für die Umsetzung eines verbesserten Hochwasserschutzes. Wesentliche Grundpfeiler sind dabei der vorbeugende Hochwasserschutz durch Rückhalt, die Minderung des Schadenspotenzials durch eine Steuerung *

ASGi = Abfluss und Stofftransport – Integrierte Modellierung unter Nutzung von Geoinformationssystemen (Version 4.0, 2004)

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Hochwasser

der Siedlungsentwicklung, zuverlässige Hochwasserwarnung, effektive Verhaltensvorsorge sowie der Bau und Unterhalt von technischen Schutzmaßnahmen. Beim Hochwasserschutz steht die Vermeidung von Schadenspotenzial stets an vorderster Stelle. Dieses Ziel ist in der Regel am einfachsten zu erreichen, wenn Überschwemmungsflächen zur baulichen Nutzung gemieden werden. Wo dies nicht gelingt oder aus bestimmten Gründen nicht gewünscht ist (wirtschaftliche und volkswirtschaftliche Zwänge), müssen aktive Maßnahmen durchgeführt werden, um Siedlungen und Verkehrsanlagen vor Hochwasser zu schützen. In jüngerer Zeit haben sich hier drei grundsätzliche Konzepte zum Hochwasserschutz herauskristallisiert:

– Hochwasservorsorge (Abschnitt 8.4.1), – Natürlicher Wasserrückhalt (Rückhalt in der Fläche, Abschnitt 8.4.2) und – Technischer Hochwasserschutz (Abschnitt 8.4.3). Je nach Gewässersituation und zur Verfügung stehender Vorwarnzeiten sind unterschiedliche Variationen und Kombinationen dieser Grundkonzepte sinnvoll. Darüber hinaus ist es wichtig, nicht nur begrenzte Maßnahmen durchzuführen sondern überregional zu planen und Gesamtkonzepte zu entwickeln, welche die Belange aller Gewässeranlieger einschließt, besonders auch die Ansprüche der Unterlieger-Gemeinden. Trotz aller ausführbaren Schutzmaßnahmen muss aber das Bewusstsein erhalten bleiben, dass kein absoluter Hochwasserschutz geschaffen werden kann, da die finanziellen Mittel stets beschränkt sein werden und die Unwägbarkeit des Naturereignisses Hochwasser den Maßnahmen Grenzen setzt. 8.4.1

Hochwasservorsorge

Die Hochwasservorsorge umfasst alle Maßnahmen die dazu dienen, sich auf die Gefahren eines Hochwassers einzustellen und die bestmöglichen Schritte zu unternehmen, um den Schaden möglichst gering zu halten. Hierzu gehören:

– Flächenvorsorge (Festlegung von Überschwemmungsgebieten); – Bauvorsorge (angepasste Nutzung und Bebauung); – Hochwasservorhersage (Wettervorhersage, Vorwarnzeiten); – Verhaltensvorsorge (eigenverantwortliches Handeln); – Organisationsvorsorge (Organisationsstrukturen, Einsatzkräfte, Information) sowie – Risikovorsorge (Versicherungen, Öffentliche Rechtsvorsorge);

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

403

Nachfolgend werden diese Aspekte der vorausschauenden Hochwasservorsorge im Einzelnen beleuchtet. Flächenvorsorge Einen wesentlichen Beitrag zur Verringerung des zukünftigen Schadenspotentials stellt die Steuerung der Siedlungsentwicklung dar. Dazu gehört das Freihalten der Überschwemmungsgebiete von Bebauung oder hochwassersensibler Nutzung. In den letzten Jahren hat der Gesetzgeber einige Instrumentarien geschaffen, die es den Ländern und Gemeinden ermöglichen, durch Raumplanung, Flächennutzungsplanung und Bauleitpläne in hochwassergefährdeten Gebieten Einfluss auf den Umfang und die Art der Bautätigkeiten zu nehmen (z. B. Hochwasserschutz-Paragraph § 31 im WHG vom Juni 2005 und die daraus resultierenden Neufassungen des Raumordnungsgesetzes (ROG, aktuelle Fassung: 30. Juni 2005). Die Landesentwicklungsprogramme der einzelnen Bundesländer nehmen diese Vorgaben nach und nach auf. Überschwemmungsgebiete

Überschwemmungsgebiete bilden sich bei Hochwasser auf natürliche Weise aus und stellen Retentions- und Rückhalteräume für den Hochwasserabfluss zur Verfügung. Dadurch ergibt sich eine Verminderung der Abflussspitzen und damit auch der Wasserstände im Unterlauf. Natürliche Überschwemmungsgebiete sind daher ein wesentlicher Bestandteil des staatlichen Hochwasserschutzes. Die Festsetzung von Überschwemmungsgebieten gemäß § 31b WHG durch die Länder mittels einer Rechtsverordnung und die damit verbundene Einschränkung des Wirkens der Menschen in diesen Gebieten führen zu verbessertem Wasserrückhalt und weniger Schadenspotenzial. Amtlich festgesetzte Überschwemmungsgebiete sind kraft Verordnung rechtsverbindlich und Verbote und Nutzungsbeschränkungen müssen beachtet werden. Die bauliche Nutzung nicht bebauter Grundstücke ist im Allgemeinen in Überschwemmungsgebieten nicht mehr möglich. Veränderungen der Eroberfläche, Umbruch von Grünland, Abholzung oder Neuanpflanzungen usw. können nur ausnahmsweise genehmigt werden, wenn das Vorhaben keine wesentliche Beeinträchtigung des Hochwasserabflusses hervorruft. Auch eine dauerhafte Begrünung der erosionsgefährdeten Uferbereiche (Grünlandwirtschaft oder dauerhafte Stilllegung) kann in der Rechtsverordnung verankert werden. In der Regel werden von amtlicher Seite bereits bebaute Bereiche nicht als Überschwemmungsgebiete festgesetzt, trotzdem ist eine Überschwemmungsgefahr vorhanden, welche in den Flächennutzungs- und Bebauungsplänen zu kennzeichnen ist.

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Hochwasser

Ermittlung von Überschwemmungsgebieten

Flächen an Gewässerabschnitten mit mehr als geringem Schadenspotenzial, welche mindestens bei einem hundertjährlichen Hochwasserereignis HQ100 überschwemmt werden, gelten als Überschwemmungsflächen (WHG § 31b). In der Regel werden Überschwemmungsgebiete daher für ein HQ100 berechnet. In einigen Fällen erfolgt die Festsetzung jedoch für geringere, aber auch für größere Bemessungshochwasser oder es wird die Ausdehnung bereits abgelaufener Hochwasserereignisse als Grundlage für die Festsetzung herangezogen. Angaben zu den Bemessungshochwassern können aus Karten der Wasserwirtschaftsverwaltung bzw. der Landesvermessungsämter straßengenau abgefragt werden (Abb. 8.10). Zur Ermittlung der Überschwemmungsgebiete müssen neben den hydrologischen Grunddaten auch hochgenaue digitale Höhenmodelle der Talauen erstellt werden. Diese werden auf Basis von Luftbildern (siehe Abschnitt 8.3.3) oder Laser-Scan-Daten und durch terrestrische Vermessung der Gewässerprofile erzeugt. Die Verschneidung der Wasserspiellage für das jeweils maßgebende Hochwasser mit den Höheninformationen aus dem geografischen Informationssystem (GIS) ergeben Übersichts- und flurstücksgenaue Karten, die das Überschwemmungsgebiet eindeutig beschreiben. Nach einer Plausibilitätskontrolle vor Ort anhand von Hochwassermarken oder Geschwemmsellinien (siehe Glossar) oder durch Luftbilder und Satellitenaufnahmen während eines Hochwasserereignisses bilden diese Daten die Grundlage der Rechtsverordnung. Überschwemmungsgefährdete Gebiete

Überschwemmungsgebiete, die an Gewässerabschnitten mit nur geringem Schadenspotential liegen oder nur von größeren Hochwassern als einem HQ100 betroffen werden, zählen zu den überschwemmungsgefährdeten Gebieten. Aber auch Flächen, die beim Versagen von Hochwasserschutzeinrichtungen wie z. B. Deichen überschwemmt werden könnten, oder wenn erhebliche Beeinträchtigungen des Wohls der Allgemeinheit entstehen können, werden dazugezählt. Diese Gebiete werden in Form von Kartenwerken dargestellt.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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Abb. 8.10 Ausweisung von Überschwemmungsgebieten (Quelle: Bayerisches Landesamt für Umwelt, Informationsdienst Überschwemmungsgefährdete Gebiete in Bayern* )

Vorranggebiete Hochwasser

In den Landesentwicklungsprogrammen (LEP) der Länder wurde durch die Vorgabe, Vorranggebiete für Hochwasserabfluss und -rückhalt auszuweisen, eine Voraussetzung geschaffen, bei der Regionalplanung die Belange des Hochwasserschutzes in einem überörtlichen Rahmen abzustimmen und für eine ganze Region zu sichern. Die „Vorrangebiete Hochwasser“ werden dort ausgewiesen, wo Flächen für den Hochwasserabfluss oder den Hochwasserrückhalt langfristig freigehalten werden sollen. Wesentliches Ziel ist es, diese Flächen vor anderen Nutzungen zu sichern und so künftiges Schadenspotenzial zu vermeiden. In den Regionalplänen werden diejenigen Überschwemmungsgebiete als Vorranggebiete Hochwasser aufgenommen, welche nicht bereits durch Verordnung amtlich festgelegt sind sowie auch geeignete reaktivierbare Flächen. Die wasserrechtlich festgelegten Überschwemmungsflächen werden jedoch *

Die Fachdaten werden von der Bayerischen Wasserwirtschaftsverwaltung, der Kartendienst von der Bayerischen Vermessungsverwaltung zur Verfügung gestellt. Siehe www.geodaten.bayern.de oder www.bayern.de/LFW/iug/kart.html.

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Hochwasser

nachrichtlich in den Regionalplänen dargestellt. Vorhandene Bauflächen und Flächen von rechtsverbindlichen Bebauungsplänen werden nicht als Vorranggebiet Hochwasser aufgenommen. Auch hier wird ein Bemessungshochwasser von HQ100 zur Bestimmung der Grenzen zugrunde gelegt. In den Vorranggebieten Hochwasser sind raumbedeutsame Nutzungen ausgeschlossen, die das Hochwasserrückhaltepotenzial reduzieren würden oder den Hochwasserabfluss beeinträchtigen. Dazu gehören in der Regel:

– Eingriffe in die Landschaft (Aufschüttungen, Muldenauffüllungen, Anpflanzungen nicht standortgerechter Auwälder); – Eingriffe in Gewässer, welche die natürlichen Überflutungsflächen reduzieren oder den Abfluss beschleunigen (Flussregulierungen, Eindeichung); – die Ausweitung von Siedlungsflächen in das Überschwemmungsgebiet; – der Bau von Dämmen für Straßen und Verkehrswege sowie Energieanlagen oder Abfallentsorgungsanlagen, die den Hochwasserabfluss oder den Wasserrückhalt beeinträchtigen. Vorhandene bauliche Anlagen und die land- und forstwirtschaftliche Nutzung sind in der Regel keine konkurrierende raumbedeutsame Nutzung und unterliegen keinen Auflagen durch die Regionalplanung. Als Rechtsverordnung ist der Regionalplan für alle Behörden und öffentliche Planungsträger rechtlich bindend. Vorranggebiete Hochwasser bilden somit einen wichtigen Beitrag, um das Schadenspotenzial in Überschwemmungsgebieten in Zukunft möglichst gering zu halten, indem bereits durch die Raumplanung eine Anhäufung von Sachwerten in Überschwemmungsgebieten unterbunden wird. Umsiedlung

In einigen Situationen ist es sinnvoll, Gebäude oder Siedlungen, die in Überschwemmungsgebieten liegen, in ein hochwassersicheres Gebiet umzusiedeln, da geeignete Schutzmaßnahmen nicht realisierbar wären oder aber der finanzielle Aufwand hierfür zu hoch wäre. Natürlich ist eine solche Maßnahme i. d. R. mit sehr viel Überzeugungsarbeit verbunden. Die rechtlichen Verfahren sind oft sehr aufwendig und die Ausgleichs- oder Schadensersatzforderungen können sehr hoch sein. Dennoch ist dies gelegentlich die die einzige sinnvolle und realisierbare Lösung, um künftige Schäden abzuwenden.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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Bauvorsorge Bei bereits bestehenden Gebäuden oder genehmigten Bauprojekten in hochwassergefährdeten Gebieten können bauliche Maßnahmen an den Gebäuden dazu beitragen, das Schadenspotenzial durch Hochwasser möglichst gering zu halten. Einfache angepasste Bauweisen wären, auf einen Keller zu verzichten und geplante Gebäude auf Pfahl- oder Ständerkonstruktionen über dem Hochwasserspiegel zu errichten. Keller müssen stets als wasserdichte Wannen ausgeführt werden; evtl. reicht eine nachträgliche Außendichtung. Wie die jüngsten Hochwasser gezeigt haben, rühren viele Schäden an Kellerböden aus dem erhöhten Auftrieb infolge gestiegener Grundwasserstände. Dieses Problem tritt oft viele Stunden oder gar Tage nach dem eigentlichen Hochwasser auf, da der Grundwasserabfluss deutlich zeitverzögert seinen höchsten Wert erreicht. Hochwassersichere Rohrdurchlässe (Gummidichtungen) und eine angepasste Stromversorgung (z. B. keine Sicherungskästen im Keller, abstellbarer Stromkreislauf für gefährdete Bereiche) dienen ebenfalls dazu, Schäden zu minimieren. Auch mobile Hochwasserverschlüsse für Kellerfenster und Türen und Rückstaudoppelverschlüsse in der Kanalisation tragen zur Schadensvermeidung bei. Ein wesentliches Augenmerk ist auch auf die Sicherung von Heizanlagen und Heizöltanks zu legen, da von diesen im Hochwasserfall meist die größten Schäden und Umweltprobleme verursacht werden. Hochwasservorhersage Viele Hochwasserschutzsysteme funktionieren nur, wenn auf eine mögliche Hochwassergefahr hingewiesen wird (Vorabsenkung bei Rückhaltebecken, Aufbau mobiler Schutzsysteme, Hochwasserverschlüsse für Kellerfenster). Auch eine Schadensvorbeugung oder -minderung kann nur dann erfolgen, wenn die Zeit zwischen dem Auflaufen einer Hochwasserwelle und dem Ablauf kritischer Hochwasserstände lang genug ist und genutzt werden kann. Je frühzeitiger und genauer demnach die Hochwasservorhersage ist, umso besser kann auf die bevorstehende Überschwemmung reagiert werden. Hierfür ist eine vernetzte und organisierte Informationsweitergabe an alle betroffenen Stellen unabdingbar (siehe unten: Information und Organisation). Durch Investitionen in neueste Geräte- und Kommunikationstechnik, wie z. B. in den Aufbau eines automatischen Niederschlagsmessnetzes und die Optimierung des Pegelnetzes, sollen schnellere und zutreffendere Hochwasservorhersagen ermöglicht werden. Auch die Entwicklung von Vorhersagemodellen, wie sie schon bei der Steuerung von Rückhaltespeichern erfolgreich eingesetzt werden, kann zu genaueren Aussagen über zu erwartende Hochwasserereignisse beitragen. Ziel ist es einerseits, möglichst lange Vor-

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Hochwasser

warnzeiten zu erreichen, um ausreichend Zeit zum Handeln zu ermöglichen. Zum anderen ist es notwendig, eine möglichst genaue Höhe der Hochwasserwelle und der daraus resultierenden Ausuferungen anzugeben, damit Schutzmaßnahmen sinnvoll realisiert werden können. Daneben darf jedoch keine Überschätzung der Hochwasserwelle erfolgen, weil dadurch Hochwasserrückhaltebecken und -systeme oder Flutpolder nicht mehr optimal bewirtschaftet werden können. Abbildung 8.11 zeigt schematisch den Prozess der Abflussvorhersage ausgehend von gemessenen Wasserständen, vom gemessenen Niederschlag, bis hin zur weiteren Abflussprognose aufgrund vorhergesagter Niederschläge. Die problematischste Datenbasis hierbei ist verständlicherweise die Prognose der künftigen Niederschlagsentwicklung. Ungenauigkeiten sind hier nicht auszuschließen, münden aber unmittelbar in einer fehlerhaften Abflussvorhersage. Daher müssen die Abflussvorhersagen regelmäßig (alle 6 bis 12 Stunden) aktualisiert und in die Vorhersagemodelle eingespeist werden.

Wasserstand

Niederschläge gemessen vorhergesagt

Unsicherheitsbereich Wasserstände vorhergemessen gesagt ... gemessenen Wasserständen

Vorhersage aufgrund von ... ... gemessenen Niederschlagsdaten

... vorhergesagten Niederschlägen

Vorhersagezeitraum Abb. 8.11 Schema einer Abflussvorhersage, nach [8.19]

Information und Organisation Aufgabe der Hochwassernachrichtendienste bzw. -meldedienste ist es, die Wasserstände zu messen und zu melden, Hochwasser vorherzusagen und die Bevölkerung zu warnen. In Deutschland gehört der Hochwassernachrichtendienst in den Zuständigkeitsbereich der einzelnen Bundesländer und deshalb gibt es in diesem Bereich uneinheitliche Bezeichnungen, Verwaltungsstruk-

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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turen und Vorschriften*. Selbst die in Abschnitt 8.3.1 dargestellten Meldestufen sind nicht bundeseinheitlich geregelt. Damit ist der Meldebeginn für Hochwasser in den einzelnen Bundesländern unterschiedlich und folglich auch die Vorgehensweisen der zuständigen Behörden und Institutionen [8.19]. Die Effektivität der Hochwasserwarndienste ist nur dann gewährleistet, wenn die organisatorischen Vorkehrungen (Melde- und Katastrophenpläne) bei jedem Teilnehmer aktuell vorliegen und auch außerhalb der Dienstzeiten eine Erreichbarkeit des Personals sichergestellt ist. Übungen und Schulungen werden durchgeführt, in denen alle Beteiligten zusammenarbeiten und miteinander kommunizieren. Daneben muss auch eine eindeutige Sprachregelung zwischen den Hochwasserwarndiensten festgelegt sein, um Fehlinterpretationen bei überregionalen Hochwassereinsätzen zu vermeiden. In Bayern ist der Hochwassernachrichtendienst (HND) unter Leitung des Bayerischen Landesamts für Umwelt (LfU) für die Warnung vor Hochwasser zuständig (www.hnd.bayern.de). Exemplarisch wird an dieser Einrichtung der Verfahrensablauf bei Hochwasser beschrieben. An der Hochwassernachrichtenzentrale werden die Daten der Wasserwirtschaftsämter, des Deutschen Wetterdienstes, der Wasser- und Schifffahrtsverwaltung und auch benachbarter Länder gesammelt, ausgewertet und an die zuständigen Stellen verteilt (Abb. 8.12). Ein Hochwasserlagebericht wird über die Medien, das Internet und durch Telefonansagen bereitgestellt. Das Ausmaß von Überschwemmungen wird durch Meldestufe angegeben (Abschnitt 8.3.1). Beim Überschreiten vorgegebener Wasserstände intensiviert der HND die Überwachung an den Pegeln und benachrichtigt die Hauptmeldestellen (Wasserwirtschaftsämter), die die Hochwasserwarnung an die Meldestellen (Landratsämter) und betroffenen Städte und Gemeinden weitergeben. Diese legen in Meldeplänen fest, wann, wie und wer zu warnen ist und welche Maßnahmen bei bestimmten Pegelständen zu veranlassen sind. In den fünf regionalen Hochwasservorhersagezentralen wird routinemäßig einmal werktäglich eine Vorhersage für bestimmte Pegel anhand von flussbezogenen Computermodellen berechnet. Im Hochwasserfall werden diese Vorhersagen mehrmals täglich erstellt. Auf diese Weise lassen sich die Vorhersagezeiträume verlängern, die jedoch je nach Gebietszustand, Wettersituation und Genauigkeit der Wettervorhersage mehr oder weniger große Unsicherheiten aufweisen. Die Information der Öffentlichkeit über eine Hochwassergefahr erfolgt generell über Rundfunk und Presse, teilweise (noch) über Videotext und Bildschirmtext. Zentrale Pegelansagen erfolgen auch über das Telefon. Darüber hinaus bietet das Internet heute vielfältige Möglichkeiten der aktuellen Infor*

Lediglich der Unwetterwarndienst wird vom Deutschen Wetterdienst (DWD) bundesweit betrieben, wie auch der Hochwassermeldedienst für die Bundeswasserstraßen (Wasserund Schifffahrstamt)

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Hochwasser

mation sowie von Zusatzinformationen. Die Hochwasserzentralen des Bundes und der Länder sowie der Nachbarländer sind unter der gemeinsamen Internetadresse www.hochwasserzentralen.de zusammengefasst und verlinkt.

Abb. 8.12 Hochwasserzentralen in Deutschland und im benachbarten Ausland (Quelle: www.hochwasserzentralen.de)

Selbst bei korrekter Warnmeldung und Hochwasservorhersage ist ein weiterer wesentlicher Aspekt der Informationspflicht zu beachten: Es geht um die Notwendigkeit, der Bevölkerung bei Hochwasser ein Risikobewusstsein zu vermitteln, das im Katastrophenfall auch ein adäquates individuelles Handeln auslöst. Selbst ein technologisch ausgefeiltes Warnsystem ist wertlos, wenn bei der Bevölkerung ein risikogerechtes Handeln fehlt. (Beispiel: Wirbelsturm Katrina im August 2005, [8.32]).

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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Verhaltensvorsorge Hochwasserschutz ist nicht nur Aufgabe der Öffentlichkeit, sondern auch die Verantwortung jedes einzelnen Bürgers. So ist gemäß WHG § 31a „jede Person, die durch Hochwasser betroffen sein kann … verpflichtet, geeignete Vorsorgemaßnahmen zum Schutz und zur Schadensminderung zu treffen“. Neben den baulichen Vorsorgemaßnahmen (siehe oben) bedeutet dies auch, bei einer Hochwasserwarnung sein Hab und Gut rechtzeitig in Sicherheit zu bringen (Sachwerte aus Kellern und Nebengebäuden in die oberen Geschosse bringen, Autos von überschwemmungsgefährdeten Parkplätzen und Straßen auf höher gelegene Gebiete fahren usw.) Auch Personenschäden lassen sich durch die gewissenhafte Beachtung von Evakuierungsanordnungen oder Anweisungen von Katastrophenhelfern vermeiden. Risikovorsorge (Versicherungen) Die zunehmende Anzahl von Extremereignissen, die intensive Besiedlung von Überschwemmungsgebieten verbunden mit einem enormen Zuwachs an Sachwerten und deren Empfindlichkeit haben zu einer explosionsartigen Erhöhung der Überschwemmungsschäden geführt. Eine traurige Bilanz zieht Abb. 8.13.

Die teuersten Überschwemmungskatastrophen seit 1990 in Deutschland

Abb. 8.13 Schäden bei den jüngsten Hochwassern nach [8.32]

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Hochwasser

Neben den Aufgaben des Staates und der Betroffenen zur Risiko- und Schadensreduzierung sind auch die Versicherungen gefordert. Hauptsächlich ersetzten sie finanzielle Schäden, welche die Versicherten substanziell treffen oder gar ruinieren würden. Daneben ist es aber auch ihre Aufgabe, die Bereitschaft zu Eigenvorsorge zu fördern. Durch eine entsprechende Prämienstruktur, z. B. durch Einführung eines Selbstbehalts, können die Prämien niedrig gehalten werden und die Versicherten werden zur Schadensminimierung motiviert, statt sich in Versicherungssicherheit zurückzulehnen. Bisher konnte aufgrund des Problems der Antiselektion (d. h. wenige Interessenten an einer Versicherung unterliegen einem großen Risiko) eine Überschwemmungsversicherung nicht angeboten werden. Doch durch den zunehmenden Druck von Seiten der Politik und der Öffentlichkeit aufgrund der immensen Hochwasserschäden der vergangenen Jahre wurden Konzepte zur Überschwemmungsversicherung entworfen. Der Gesamtverband der Deutschen Versicherungswirtschaft entwickelte ein Zonierungssystem, mit dessen Hilfe jeder beliebigen Adresse eine Gefährdung durch Flussüberschwemmung zugewiesen wird. Bei dieser Zonierung nach ZÜRS* werden vier Gefährdungsklassen unterschieden (Abb. 8.14), bei denen nur die Klasse GK4 (Gefährdung hoch, öfter als alle 10 Jahre betroffen) im Allgemeinen nicht versichert werden kann [8.29]. Überschwemmungen aus Sturzfluten jedoch sind nicht gewässergebunden. Sie können nach lokalen Wolkenbrüchen prinzipiell überall auftreten und unterliegen keiner Zonierung, sind also durchwegs versicherbar. Allerdings muss die generelle Sturzflutgefahr erst allgemein klargemacht werden, damit die Bevölkerung bereit ist, für eine solche Gefahr Geld auszugeben.

*

ZÜRS: „Zonierungssystem für Überschwemmungen, Rückstau und Starkregen“. 1996 wurde mit der Entwicklung eines Modells begonnen, das für Deutschland überschwemmungsgefährdete Gebiete ermittelt. Der Gesamtverband der Deutschen Versicherungswirtschaft (GDV) erstellte schließlich das Modell ZÜRS, mit dessen Hilfe jede beliebige Adresse in Deutschland eine Gefährdung durch Überschwemmungen zugewiesen werden kann [8.29].

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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Abb. 8.14 Zonierung von Überschwemmungsgebieten ZÜRS, nach [8.29]

8.4.2

Natürlicher Wasserrückhalt

Ein wesentlicher Aspekt des vorbeugenden Hochwasserschutzes besteht darin, Hochwasser dort zurückzuhalten, wo sie entstehen (WHG § 31). Rückhalt kann primär in der Fläche – im Boden und Bewuchs – stattfinden und damit den Oberflächenabfluss maßgeblich reduzieren. Hier lässt sich hauptsächlich durch standortgerechte Land- und Forstwirtschaft die Speicherkapazität für Wasser erhöhen. Hierzu gehören Aufforstung mit stabilen Mischwäldern, Maschineneinsatz mit geringer Bodenverdichtung, extensive Grünlandnutzung aber auch Flächenstilllegung. Auch Flächenentsiegelung oder Regenwasserversickerung können bei kleinen Einzugsgebieten mit einem hohen Versiegelungsgrad den Hochwasserscheitel zu einem kleinen Teil kappen. Darüber hinaus kann durch natürlichen Rückhalt im Gewässerquerschnitt oder in den angrenzenden Auwäldern und Überschwemmungsgebieten ein Teil des Wassers zurückgehalten und der Ablauf einer Hochwasserwelle verzögert werden. Dies führt in aller Regel zu einer Dämpfung des Hochwasserscheitels und zu einer verlängerten Reaktionszeit für die Unterlieger.

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Hochwasser

Deichrückverlegung In Deutschland wurde in den vergangenen zwei Jahrhunderten zum Zwecke der Gewinnung von landwirtschaftlich nutzbaren Flächen, für Schifffahrt und zum Hochwasserschutz ein großer Teil der Fließgewässer begradigt und eingedeicht. Dabei wurde oftmals nur ein Schutz vor Ort erreicht, die Unterlieger hatten in Folge noch höhere Abflüsse hinzunehmen. So haben sich zum Beispiel die Laufzeiten einer Hochwasserwelle an der Donau zwischen Ingolstadt und Regensburg von 24 Stunden im 19. Jhd. auf heute 12 Stunden verkürzt. Die Hochwasserschutzstrategien des 21. Jahrhunderts zielen nunmehr auf ein Gesamtkonzept, das die Belange aller Gewässeranlieger und des Naturschutzes berücksichtigt. Deshalb werden in vielen Bereichen der Flüsse – wo es platztechnisch möglich ist – die Deiche zurückverlegt, um einem Hochwasser mehr Raum zu geben. Auch abgeschnittene Überschwemmungsgebiete und Flussauen können unter Umständen auf diese Weise wieder in das Abflussgeschehen eines Hochwassers eingebunden werden. Es ist jedoch zu bemerken, dass eine Deichrückverlegung für Hochwasser großer Jährlichkeiten praktisch wirkungslos ist, weil der zur Verfügung stehende Rückhalteraum bereits beim Anlaufen großer Wellen bereits verbraucht ist. Reaktivierung von Überflutungsflächen Vielfach besteht entlang eines größeren Flusslaufes, wie z. B. der Donau, ein mehr oder minder geschlossenes Deichsystem, das Schutz vor Hochwassern bietet. Oft entspricht dieser Ausbau nicht mehr den heutigen Anforderungen hinsichtlich Schutzgrad und auch bezüglich Deichkonstruktion. Bei der Sanierung dieser bestehenden Deichsysteme ist darauf zu achten, dass bei einer normgerechten Anpassung des Schutzgrades (bisher oft kleiner HQ100) an einen Abfluss deutlich größer als ein HQ100 (z. B. HQ300), große Rückhalteräume verloren gehen würden. Daher sollten bei den notwendigen Sanierungsmaßnahmen dieser Deichsysteme ausschließlich Siedlungen und unverzichtbare Infrastureinrichtungen vor größeren Hochwasserereignissen gesichert werden; alle anderen Gebiete wie landwirtschaftlich genutzte Flächen oder auch Naturschutzgebiete wären als Vorbehaltsflächen für die Rückhaltung von großen Hochwasserereignissen zu belassen oder sogar wieder verstärk zu nutzen. Dazu ist es erforderlich, im Deichsystem Überlaufstrecken zu schaffen, die auch einer stärkeren Überströmung standhalten. Voraussetzung hierfür sind auf der Luftseite eine Böschungsneigung von h : b = 1 : 4 oder flacher und eine ausreichende Fußbefestigung mit Steinen. Bewährt haben sich auch Spundwände oder Betonwände im Deich, die gleichzeitig als Dichtungselement und Tragelement wirken (Abb. 8.15 und Abb. 8.16).

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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Beispiel Illerdeich

Die Bemessung der Illerdeiche erfolgte für ein 300-jährliches Hochwasserereignis, welches im August 2005 jedoch deutlich überschritten wurde (Abb. 8.15). Die aus der Überströmung des Deiches resultierende Erosion verursachte einen ca. 2,50 m hohen Teilabbruch der luftseitigen Deichschulter (Abb. 8.16). Parallel zum Deich strömendes Wasser legte die MIP-Dichtwand bzw. mit Suspension penetrierte Bereiche luftseitig über ca. 150 m frei [8.15, 8.18].

Abb. 8.15 Überströmung des Illerdeiches beim Augusthochwasser 2005

Abb. 8.16 Erosion der luftseitigen Deichstützkörpers mit freigelegter, aber ungebrochener MIP-Wand

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Hochwasser

8.4.3

Technische Maßnahmen

In vielen Fällen ist aus Gründen einer intensiven Landnutzung und Verbauung entlang eines Gewässers ein Rückhalt weder im Abflussquerschnitt noch in der Fläche möglich. Um in solchen Situationen einen hinreichenden Hochwasserschutz zu erreichen, müssen technische Maßnahmen geplant und realisiert werden. Das Rückgrat des technischen Hochwasserschutzes bilden die großen Speicher der Talsperren, die in aller Regel – neben ihren sonstigen wasserwirtschaftlichen Aufgaben und Zielsetzungen – auch über Retentionsräume für Hochwasser verfügen. Daneben gibt es zahlreiche Hochwasserrückhaltebecken (HRB), die als einzige Aufgabe den Hochwasserrückhalt haben. Neben den Speichern und Rückhaltebecken sind es neuerdings gesteuerte Flutpolder, die wie ein Hochwasserrückhaltebecken, allerdings neben einem Fluss (Nebenschluss), die Spitze der Wellen kappen sollen. Weitere technische Lösungen sind Bauwerke, die ortsfest oder mobil, zur Vermeidung von Hochwasserschäden eingesetzt werden. Auch eine Veränderung des Gewässers durch Begradigung, Aufweitung oder Glättung des Fließgerinnes und Maßnahmen zum ungehinderten Abfluss zählen zu solchen technischen Maßnahmen. Im Folgenden werden die wichtigsten Möglichkeiten des technischen Hochwasserschutzes erläutert. Hochwasserrückhaltebecken Die wirkungsvollste Möglichkeit, Hochwasserschäden zu begrenzen, ist der Rückhalt von Hochwasserspitzen bereits im Oberlauf der Flüsse. Hier ist die Wahrscheinlichkeit, die Spitze einer Welle zu kappen am größten, weil die zeitliche Ausdehnung des Wellenscheitels begrenzt ist. Eine solche Kappung einer Welle kann durch Hochwasserrückhaltebecken erfolgen, die durch ihren Rückhalteraum in der Lage sind, Wasser aufzustauen und nach Ablauf des Hochwasserscheitels verzögert abzugeben (Abb. 8.17). Sie sind somit Stauanlagen, deren Hauptzweck darin besteht, in ihrem Hochwasserrückhalteraum Hochwasser zurückzuhalten oder Abflussspitzen zu dämpfen. Auch Trinkwassertalsperren oder Stauwerke zur Energiegewinnung können als solche Rückhaltebecken eingesetzt werden, wenn ein genügend großer Rückhalteraum für den Hochwasserschutz freigehalten wird oder durch eine rechtzeitige Vorabsenkung ein solcher entsteht (siehe unten). Je nach Ausbildung des Absperrbauwerks lassen sich die Abflüsse mehr oder weniger genau steuern, bis hin zum computergesteuerten beweglichen Wehr oder Grundablass. Es ist jedoch zu beachten, dass ein optimaler Betrieb eines Hochwasserrückhaltebeckens nur durch eine ebenso optimale Steuerung möglich ist. Wegen der Unsicherheiten bei der Zuflussprognose wird man eine volle Ausnutzung des verfügbaren Rückhalteraumes, verbunden mit einer ho-

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

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rizontalen Kappung des Hochwasserscheitels, nur selten erreichen. Es ist jedoch bereits ein großer Gewinn, wenn der Scheitelabfluss durch Rückhalt merklich gemindert werden kann (Abb. 8.18). Auch Energiespeicher, die in erster Linie der Produktion von Wasserkraft dienen, können mitunter Hochwasserschutzaufgaben übernehmen. Durch Bereitstellung eines Hochwasserschutzraumes in der obersten Lamelle des Gesamtstauraumes wird ein Retentionsvolumen geschaffen, das die Abflüsse dämpft [8.39]. Der Forggensee am Lech bei Füssen beispielsweise, ist ein solcher Energiespeicher und zählt darüber hinaus zu einem bevorzugten Erholungsgebiet. Nach einer Anpassung der Betriebseinrichtungen durch den Betreiber in 2005 kann der Seespiegel pro Tag um etwa 2,5 Meter abgesenkt und damit der Hochwasserschutzraum um rund 35 Mio. m3 vergrößert werden. In kritischen Hochwassersituationen kann durch das sogenannte „Eingriffsrecht“ die bayerische Staatsregierung – vertreten durch das zuständige Wasserwirtschaftsamt in Kempten – eine planmäßigen Vorabsenkung des Stausees um bis zu 5,5 m anordnen. Der hierdurch entstehende zusätzliche Rückhalteraum von etwa 70 Mio. m3 kann dann zu einer deutlichen Dämpfung der Hochwasserzuflüsse beitragen (Abb. 8.18) [8.40]. Durch eine solche Maßnahme wird allerdings die Freizeitnutzung erheblich eingeschränkt. Zudem enstehen erhebliche Energieverluste, wenn die prognostizierten großen Zuflüsse ausbleiben. Trockenbecken

Im Bereich von kleineren Bächen und Flüssen sind durchaus Rückhaltebecken realisierbar, die nur im Hochwasserfall eingestaut werden, aber im Normalfall begrünt sind und eventuell auch landwirtschaftlich genutzt werden. Die Eingriffe in die Landschaft und die damit verbundenen ökologischen Auswirkungen werden somit minimiert (Grüne Becken, Trockenbecken, Abb. 8.19). Bei größeren Becken, die meistens auch zu Zwecken der Naherholung oder Energiegewinnung genutzt werden können, wird oft ein Mindestwasserstand gefordert, so dass das notwendige Rückhaltevolumen für Hochwasserschutzzwecke nur durch entsprechend hohe Absperrbauwerke erreicht werden kann.

418

8

Hochwasser

QZufluss

Stadt / Siedlung

HRB QAbgabe

K

Deiche RQ

Gewerbegewbiet

Definitionen: K = Nutzinhalt (Kapazität) des Rückhaltebeckens RQ = zulässige Regelabfluss bzw. Ausbauabfluss im Unterwasser Gegeben: RQ

Q(t) RQ

Bedingung: max QAbgabe ≤ RQ

QZufluss(t)

Grundlage: maßgebende Welle QAbgabe(t)

daraus: Kapazität K

Optimaler Betrieb ist nur bei Steuerung möglich !

t

Bestimmung des erforderlichen Regelabflusses bei vorgegebener Kapazität K des HRB: QZufluss(t) K

K

QAbgabe(t)

RQneu = RQalt + ∆RQ

RQalt Zeit

∆RQ

t Zeit

Abb. 8.17 Prinzip der Bemessung eines Hochwasserrückhaltebeckens und der Kappung der Hochwasserspitze: Bei gegebenem Nutzinhalt (Rückhaltekapazität) K kann die Abgabe aus dem Speicher bis auf RQ (Regelabfluss) gedrosselt werden

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

419

zurückgehaltenes Volumen Zufluss Forggensee

Abfluss Roßhaupten

Abb. 8.18 Retentionswirkung des Forggensees (Lech) beim Extremhochwasser August 2005 infolge Steuerung und planmäßige Vorabsenkung

Abb. 8.19 Blick in das Hochwasserrückhaltebecken Aubach bei Deggendorf mit überströmbarem Absperrdamm links im Bild. Als Trockenbecken ist es nur bei Hochwasser eingestaut

Flutpolder Hochwasserrückhaltebecken werden meistens im Oberlauf von Gewässern gebaut. Im Mittellauf ist es sinnvoll, Flutpolder als Hochwasserrückhalteräume zu konzipieren. Diese sind im Prinzip Stauanlagen im Nebenschluss, das heißt

420

8

Hochwasser

es werden Stauräume geschaffen oder reaktiviert, die neben dem Gewässer liegen und im Hochwasserfall geflutet werden. Nach Ablauf des Hochwassers werden sie wieder entleert. Das Funktionsprinzip der Flutpolder ist somit ein Rückhalt des Wassers in der Fläche. Da sie erst durch technische Maßnahmen zu realisieren sind, werden sie zu den technischen Hochwasserschutzmaßnahmen gezählt. Flutpolder können erst dann einen wesentlichen Beitrag zum Hochwasserschutz leisten, wenn sie derart konzipiert und gesteuert sind, dass sie Raum für den Rückhalt von Hochwasserspitzen vorhalten und somit den Scheitel einer Hochwasserwelle kappen. Das heißt, dass eine optimale Funktionsfähigkeit eines Flutpolders auch wesentlich von einer guten Vorhersage des Abflussgeschehens und seines Hochwasserscheitels abhängt. In Zeiten ohne Hochwasserabfluss sind Flutpolder Trockenbecken, die ein Einlassbauwerk zum Füllen und ein Auslassbauwerk zum Entleeren besitzen. Zur Steuerung können diese mit regelbaren Verschlüssen versehen werden. Der Polderraum kann durch Deiche in unterschiedliche Bereiche aufgeteilt werden, die je nach Hochwassersituation genutzt werden. Ein Trenndeich grenzt zur Wasserseite hin vom Gewässer ab, der Absperrdeich bildet die äußere Begrenzung des Polders, wenn nicht die Topografie eine natürliche Begrenzungslinie vorgibt (Abb. 8.20).

Abb. 8.20 Schematische Darstellung eines Flutpolders

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

421

Ungesteuerte Flutpolder

Ist am Einlaufbauwerk des Flutpolders kein regelbarer Verschluss vorhanden, sondern wird das Hochwasser ab einem gewissen Wasserstand im Gewässer über eine feste Schwelle oder einen Überlauf in den Polder geleitet, so stellt dies einen ungesteuerten Flutpolder dar. Am Auslass muss hier ein bedienbares (steuerbares) Verschlussorgan für einen möglichen Aufstau konzipiert werden. Nach dem Hochwasserereignis kann das Wasser dort kontrolliert wieder abgegeben werden. Das Rückhaltevolumen ist in diesem Fall auf die Einlaufhöhe begrenzt. Wird bei einem größeren Hochwasserereignis die Rückhaltekapazität überschritten, wirkt das Becken nur noch als Puffer mit geringer Retentionswirkung, das eine verzögerte Hochwasserwelle weitergibt. Gesteuerte Flutpolder

Da in den stark besiedelten und genutzten Bereichen der Gewässer meistens nicht ausreichend Flächen zu Verfügung stehen, die geflutet werden könnten, ist es notwendig, die wenigen realisierbaren Flutpolder effizient zu nutzten. Die größte Effizienz bei den Hochwasserschutzmaßnahmen haben hierbei die gesteuerten Flutpolder, die in der heutigen Zeit ein wirksames Mittel des Hochwasserrückhalts darstellen. Neben beweglichen und fein justierbaren Verschlussorganen (z. B. Klappen und Schützen), einer Vernetzung mit anderen vorhandenen Rückhaltesystemen und der Anwendung computergestützter Steuerstrategien, sind für eine optimale Steuerung auch zuverlässige Niederschlagsvorhersagen und Hochwasservorhersagemodelle notwendig. Konstruktive Durchbildung

In der Regel sind beim Bau eines Flutpolders ein Einlauf und Auslassbauwerk sowie ein Trenndeich und ggf. ein Absperrdeich notwendig. Das Ein- und Auslassbauwerk werden in den Trenndeich integriert und müssen an ihren Übergängen sorgfältig ausgeführt werden, da sie sonst die Schwachstellen im Deichsystem bilden können. Das Einlassbauwerk kann sowohl mit einem Durchlass als auch als Wehrbauwerk mit entsprechendem Verschluss (z. B. Klappe, Gleitschütz) ausgebildet werden. Am Auslassbauwerk können bewegliche Schützenwehre in offener Bauweise oder auch Grundablasskonstruktionen gewählt werden (s. Kapitel 4 „Wehre“ und Kapitel 5 „Talsperren“). Trenndeich

Da der Trenndeich sowohl von beiden Seiten einseitig als auch von beiden Seiten gleichzeitig eingestaut werden kann und sich somit die Sickerlinien in beide Richtungen ausbilden können, ist in der Regel eine Deichkonstruktion

422

8

Hochwasser

mit Innendichtung notwendig. Zudem kann bei entsprechenden hydraulischen Belastungen (hohe freie Oberfläche der Sickerströmung) auf beiden Deichfußseiten ein Fußfilter (Drän) notwendig werden (Abb. 8.21). Absperrdeich

Der Absperrdeich erfährt in der Regel nur einen einseitigen, temporären Einstau und kann wie ein Flussdeich mit wasserseitiger Dichtungszone ausgebildet werden (Abb. 8.22).

Gewässer

befestigte Fahrbahn

Flutpolder

b = 3,00 f

f Deichschutzstreifen 5 m

1

3

3

Innendichtung Drän

Drän

1

Deichschutzstreifen 5 m

Auelehmschicht durchlässiger Untergrund

Abb. 8.21 Ausbildung eines Trenndeiches (auf beiden Seiten geschlossene Grasnarbe 10 - 20 cm auf Oberboden)

Flutpolder

Oberflächendichtung (optional)

b = 3,00

Deichschutzstreifen 5 m

hydraulisch gebundene Schotterdecke bei Hochwasser befahrbar Innendichtung (optional)

Binnenland

Deichschutzstreifen 5 m

Auelehmschicht durchlässiger Untergrund

Abb. 8.22 Ausbildung eines Absperrdeiches (auf Polderseite geschlossene Grasnarbe 10 - 20 cm, auf Binnenlandseite ökologisch hochwertiger Magerrasen 3 - 5 cm, jeweils auf Oberboden)

Ökologische Gesichtspunkte

Im Vergleich zu Hochwasserrückhaltebecken, die als Talsperren im Hauptschluss angeordnet sind, beeinflussen Flutpolder kaum das ökologische Gleichgewicht eines Gewässers. Das natürliche Gerinnebett und Wasserstandsschwankungen bleiben erhalten, der Feststoff- und Sedimenttransport

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

423

wird nicht unterbrochen, die Durchgängigkeit für Fische und Kleinstlebewesen wird nicht durch Absperrbauwerke behindert. Der Polderraum selbst kann ökologisch wertvoll gestaltet werden. So sollte der Flutpolder stets durchströmt werden. Eine Vernetzung von Gewässer und Aue einschließlich der sonstigen Gewässer im Polderbereich sollte vorhanden sein. Darüber hinaus können ökologische Überflutungen eine Artenvielfalt erhalten oder neu entwickeln lassen. Eine erosionshemmende Bepflanzung verhindert den Feststoffaustrag und bietet zusätzlichen Lebensraum für Tiere und Kleinstlebewesen (Abb. 8.23). Werden beim Bau eines Flutpolders neben den hochwassertechnisch notwendigen Aspekten zusätzlich die Belange der Ökologie mit berücksichtigt, entsprechen diese nahezu einer Wiederherstellung von natürlichen Überflutungsflächen.

Abb. 8.23 Durchströmter Polder Söllingen am Rhein mit Trenndeich (links)

Steigerung der Abflussleistung Eine Steigerung der Abflussleistung eines Gewässers kann sowohl durch eine Aufweitung oder eine Glättung der Gewässersohle, als auch durch die Beseitigung lokaler Hindernisse erreicht werden. Ausbaggerungen wirken zwar nur lokal, sind aber relativ einfach durchzuführen. Eine Aufweitung ist aus Platzgründen meistens schwer realisierbar, es sei denn, es wird städtebaulich oder landschaftsplanerisch ein Gesamtkonzept gefunden, das Verkehrsflächen und

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8

Hochwasser

Bebauung mit einbezieht. Eine Glättung durch Pflasterung und Betonierung von Sohle, Böschungen und Seitenwänden sollte aus ökologischen Gründen vermieden werden. Oftmals sind lokale Abflusshindernisse im Gewässer und der damit verbundene Aufstau nach Oberstrom oder Anlandungen und Auskolkungen die Ursache für Überschwemmungen. In vielen Fällen kann schon alleine die Beseitigung solcher Hindernisse wesentlich zur Reduzierung der Hochwassergefahren beitragen. So kann zum Beispiel die Neugestaltung einer Brücke mit wenigen, schmäleren und strömungsgünstigeren Brückenpfeilern und Widerlagern den Abflussquerschnitt in diesem Bereich erhöhen. Auch eine Vergrößerung von Durchlässen und Verrohrungen oder, wo möglich, die Beseitigung von Verrohrungen, reduzieren die Hindernisse und damit eine potenzielle Hochwasserursache. Darüber hinaus sind Auf- und Anlandungszonen für Feststoffe und Verklausungen an Brücken und Durchlässen zu vermeiden oder gegebenenfalls regelmäßig zu beseitigen. Auch der Bewuchs im und am Gewässer hat einen Einfluss auf das Abflussgeschehen. Wo ein zügiger Abfluss erforderlich ist, muss Verkrautung und Verbuschung vermieden werden und eine der Situation angepasste Bepflanzung gewählt werden [8.8]. Wildbachverbau In den Alpen und in Mittelgebirgen verursachen Hochwasser in Wildbächen oftmals enorme Schäden durch Geschiebe, Schwemmholz, Erosion und Überschwemmungen. Ein typischer Wildbach ist gekennzeichnet durch:

– teilweise sehr starkes Gefälle, – stark schwankende und kurzzeitig extrem hohe Abflüsse bei einem kleinen Einzugsgebiet, – zeitweise hohe Geschiebe- und Schwemmholzführung. Die Hochwasserschutzkonzepte in diesen Gebieten müssen folglich an mehreren Punkten gleichzeitig ansetzen. Zum Einen müssen Erosion und Unterspülungen von Brückenfundamenten, -widerlagern und anderen Bauwerken in Bachnähe vermieden werden, zudem oftmals die Leistungsfähigkeit des Gewässerbettes erhöht werden und darüber hinaus Durchlässe verbreitert werden und Geschiebe und Schwemmholz an geeigneter Stelle zurückgehalten werden. Als langfristige Aufgaben gelten hier die Sanierung von Abrissgebieten zu Vermeidung von Abrutschungen und Murgängen und der Erhalt bzw. die Wiederherstellung eines gesunden Bergmischwaldes. Als bauliche Maßnahmen werden Treibholzrechen und Seilsperren, Sohlrampen, Sohlriegel, Wildbachsperren und Abstürze errichtet.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

425

Schwemmholzrückhalt an Wildbächen In Wildbächen werden bei Hochwasser teilweise große Mengen Schwemmholz transportiert. Durch Verklausungen an Engstellen wie Brücken und Durchlässen entstehen oftmals Überschwemmungen die große Schäden verursachen. Eine Möglichkeit, in solchen Fällen Hochwasserschutzmaßnahmen durchzuführen, besteht darin, das Schwemmholz in einem Gebirgsbach gezielt dort zurückzuhalten, wo es keinen Schaden verursachen kann. Dadurch kann weiterhin ein effektiver Wasserabfluss gewährleistet sein [8.2]. Seilnetzsperren

Eine Seilnetzsperre besteht aus Tragseilen aus Stahl von 18 - 28 mm Durchmesser, die quer zur Fließrichtung gespannt und verankert werden. Zwischen diesen Spannseilen sind Netze befestigt, die das Schwemmholz zurückhalten sollen (Abb. 8.24). Es gibt bereits Netzsperren, die erfolgreich Muren zurückgehalten haben [8.37].

Abb. 8.24 Seilnetzsperre (Lahnenwiesgraben, Garmisch-Partenkirchen)

Damit kleinere Hochwasser mit wenig Totholz und auch Geschiebe ungehindert abfließen können, ist ein Abstand von etwa 0,50 bis 1 Meter zur Bachsohle notwendig. Der Bodenabstand und die Maschenweite sollten relativ groß gewählt werden, um nicht unnötig viele Feinteile zu Beginn des Hochwasser-

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8

Hochwasser

ereignisses zurückzuhalten. Zudem ist zu berücksichtigen, dass schon ein einzelnes festgehaltenes Holzstück der Auslöser für eine – diesmal gewünschte – Verklausung sein kann. Die Sperrenstelle sollte möglichst in einem geraden Bachabschnitt liegen. Dadurch ist eine gute Anströmung gewährleistet und die Belastung der Ufer ist gleichmäßig. Ist das Bachgefälle klein, entsteht ein großer Rückhalteraum und die Belastung des Netzes wird reduziert. Der Untergrund sollte aus Fels bestehen, damit eine gute Verankerung der Seile möglich ist. Bei der Entscheidung, ob eine breitere oder eher schmälere Stelle als Standort gewählt wird ist zu berücksichtigen, dass bei breiten Bächen die spezifische Belastung pro Meter Absperrung reduziert wird. Allerdings wird bei großen Breiten die Belastung der einzelnen Seile sehr hoch. Weitere Empfehlungen sind in [8.37] angegeben. Eine gute Zugänglichkeit der Sperrenstelle ist notwendig, damit die maschinelle Räumung problemlos möglich ist. Oft stellen bestehende Geschiebesperren einen guten Standort für Netzsperren dar, da dort ausreichende Befestigungsmöglichkeiten bestehen, meist keine weitere Sohlfixierung notwendig ist und der oberhalb angrenzende Bachbereich vielfach breit und flach ist. Ist keine Sohlfixierung vorhanden, muss die Sohle in der Netzebene und unterhalb massiv gegen Auskolkung gesichert werden. Der Bau einer Seilnetzsperre bedarf einer relativ einfachen Baustelleneinrichtung und ist deshalb auch an schwer zu erreichenden Stellen eines Wildbaches einsetzbar. Im Vergleich zu anderen Maßnahmen des Schwemmholzrückhaltes wird wenig Baumaterial mit nur geringem Gewicht benötigt. Grundsätzlich sind die Bauteile und Bauweisen aus der Lawinenverbauung einsetzbar. Seilnetzsperren sind darüber hinaus optisch wenig auffallend und stören daher kaum das Landschaftsbild (Abb. 8.25). Weitere, umfangreiche Darstellungen zum Thema Netzsperren finden sich in [8.31, 8.38].

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

427

Links: Seilnetzsperre Burgleitenbach, Landkreis Weilheim-Schongau

Rechts: Seilnetzsperre an der Kanker, Landkreis Garmisch-Partenkirchen Abb. 8.25 Ausgeführte Seilnetzsperren

Treibholzrechen

Ein Treibholzrechen besteht häufig aus bewehrten und ausbetonierten Stahlrohren, die im Flussbett V-förmig auf einem Betonfundament angeordnet sind und auf den Anprall großer Einzelstämme statisch ausgelegt sind. In den Jahren 1992 und 1993 wurde solch ein Treibholzrechen am Lainbach bei Benediktbeuren (bayerische Alpen) aus 32 Pfeilern für einen Abfluss von 200 m3/s und einen Holzrückhalt von 1 000 m3 gebaut. Beim Pfingsthochwasser 1999 war es hauptsächlich diesem Rechen zu verdanken, dass es zu keinen nennenswerten Ausuferungen und Schäden kam, da ca. 500 m3 an Ästen, Baumstämmen und sonstigem Material zurückgehalten werden konnten (Abb. 8.26) [8.26].

428

8

Hochwasser

Abb. 8.26 Treibholzrückhalt nach einem Hochwasser mit einem Treibholzrechen am Lainbach, Oberbayern [8.26]. Kleines Bild: Situation vor dem Hochwasser

Abb. 8.27 Ausbildung des Treibholzrückhalts amTreibholzrechen Lainbach (Modellversuch an der wasserbaulichen Versuchsanstalt Obernach, TU München)

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

429

Wildbachsperren

Die Wildbachverbauung kennt heute eine Vielzahl von Methoden, die die gefährlichen Erosionsprozesse während eines Hochwassers bremsen bzw. steuern können. Dabei gehört der Sperrenverbau zu einer sehr wirksamen Vorgehensweise, da dadurch das Geschiebe reguliert wird und damit Wildbachkatastrophen vermieden werden können. Eine Sperre ist ein Querbauwerk im Flussbett, das aus Beton, Fels oder auch aus Holz hergestellt werden kann. Durch das Bauwerk wird im Oberlauf des Gewässers ein Stauraum gebildet, der sich im Laufe der Zeit mit vom Wasser mitgeführtem Geschiebe füllt. Auf der Luftseite stürzt das Wasser über die Überfallkrone der Sperre hinab. Damit eine Auskolkung und damit eine Unterspülung der Sperre vermieden werden, ordnet man bei Bedarf unterhalb der Sperre einen Kolkschutz an. Meistens ist in einem bestimmten Bereich eines Wildbaches eine Vielzahl von Sperren notwendig, die dann eine Sperrentreppe bilden. Die Stabilität der gesamten Treppenanlage beruht dabei auf der Standsicherheit jedes einzelnen Bauwerks. Gerinneentlastung Ein weiterer Ansatz, Hochwassersituationen zu entschärfen, besteht darin, den bestehenden Abfluss in einem gesamten Gewässersystem so zu verändern, dass einzelne Gewässerabschnitte von Spitzenabflüssen entlastet werden. Dies kann sowohl durch die Überleitung in ein benachbartes, weniger gefährdetes, Fließgewässer geschehen, als auch durch den Bau von Entlastungsgerinnen (Flutmulden, Abb. 8.28). Die Abflussaufteilung kann entweder durch feste, mobile oder bewegliche Wehre gesteuert werden. Bei einem festen Wehr bestimmen ausschließlich die Höhe der Wehrschwelle, die Länge und Form der Wehrkrone sowie der Wasserstand die Menge des abgeleiteten Wassers. Der Abfluss kann hier nicht gesteuert werden. Mobile Systeme, meistens in Form von Dammbalken aus Holz oder Aluminium, die in vorbereitete Führungsschienen und Halterungen eingesetzt werden, ermöglichen dagegen eine Steuerung des Abflusses, benötigen jedoch eine Vorwarnzeit zum Einbau, genügend Personal und Lagerplatz. Bei beweglichen Wehren, die je nach Bauart über- oder unterströmt werden können, ist jederzeit eine Anpassung an veränderte Abflussbedingungen möglich. Durch eine optimale, teilweise auch rechnergestützte Steuerung an den Einlassbauwerken lassen sich kritische Abflüsse um die gefährdeten Gebiete herumführen. Bei der Planung solcher Gerinneentlastungen ist auf die Durchgängigkeit des Fließgewässers, den Feststofftransport, die Stabilität der Gewässersohle und die Auswirkungen auf ober- und unterstrom zu achten.

430

8

Hochwasser

Abb. 8.28 Flutmulde in Landshut im Normalzustand und bei Hochwasser in der Isar als Entlastungsgerinne (kleines Bild)

Hochwasserschutzdeiche Deiche dienen zum Schutz vor Hochwassern und – an der Küste – vor Sturmfluten. Im Gegensatz zu Dämmen, die ein Gewässer dauerhaft aufstauen (Stauhaltungsdämme bei Flusssperren, siehe Kapitel 4 „Wehre“), sind Deiche nur während eines Hochwassers zeitweise eingestaut. Seedeiche sind darüber hinaus zusätzlichen Wellenbelastungen und dem Wechsel der Tide ausgesetzt. Deiche können als homogene Schüttkörper aus Erdbaustoffen erstellt werden. Besitzen sie keine spezielle Dichtung, werden Deiche bei einem Einstau sehr langsam durchströmt. Steht allerdings genügend bindiger Boden an, z. B. Auenlehm, kann auch ein Zonendeich vorgesehen werden, d. h. mit einer Dichtung. Im Folgenden wird auf die wesentlichen Kriterien und Bauformen von Hochwasserschutzdeichen im Bereich von Flüssen ohne Tideneinwirkung eingegangen. Bemessung

Die Deichhöhe bestimmt sich aus dem Bemessungshochwasserstand und dem Freibord. Darüber hinaus ist aus Gründen der Setzung eine anfängliche Überhöhung beim Bau eines Deiches notwendig.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

431

Anhand von Niederschlag-Abflussmodellen und einer Kosten-Nutzen-Analyse wird der Bemessungshochwasserstand festgelegt. Der Freibord ist der vertikale Abstand zwischen Deichkrone und Bemessungshochwasserstand (Abb. 8.29). Er wird entweder rechnerisch ermittelt oder anhand des Wasserstands über dem Gelände als Richtwert übernommen. Bei Wasserständen bis 2,0 m gilt dabei ein Freibordmaß von 0,5 m, bei 4 m Wasserstand ein Maß von 1,0 m [8.4, 8.12, 8.13, 8.13]. Deichtrasse und Deichquerschnitt

Aufgrund unterschiedlichster Untergrundverhältnisse entlang einer gewählten Trasse (Deichlinie) muss der Deichquerschnitt den jeweiligen Randbedingungen angepasst werden. Für Deiche kann daher im Allgemeinen kein Regelprofil angegeben werden. Als Orientierungshilfe wurden in der Vergangenheit für die unterschiedlichen Gewässer in Deutschland „Richtquerschnitte“ entwickelt. Bei der Festlegung der Deichtrasse ist darauf zu achten, dass der Untergrund aus tragfähigem Boden besteht, günstig ist eine Auenlehmschicht. Scharfe Krümmungen sollen vermieden werden. Ein Deichquerschnitt (s. Begriffe in Abb. 8.29) weist folgende konstruktive Besonderheiten auf:

– Die Deichkrone soll größer als 3,0 m breit sein, damit eine Befahrbarkeit möglich ist. Bei Deichhöhen kleiner als 2,0 m kann auch eine nicht befahrbare Krone mit einer Breite von 2,0 m vorgesehen werden. Die Deichkrone ist zur Wasserseite hin mit mindestens 2 % zu neigen, damit eine gute Entwässerung stattfinden kann. – Bermen sind sowohl luft- als auch wasserseitig von Nutzen. Sie erhöhen nicht nur die Standsicherheit, sondern erleichtern auch den Unterhalt. Bei befahrbaren Bermen ist eine Breite von 3,0 m vorzusehen, ansonsten reicht eine Breite von 1,0 m aus. Auch die Bermen weisen eine vom Deichkörper abweisende Neigung von 2 % auf. – Die Deichwege dienen der Deichverteidigung und für Unterhaltungsmaßnahmen und müssen somit befahrbar sein, weil die Krone im Hochwasserfall nur bedingt befahrbar ist. Eine ausreichende Breite von mindestens 3,0 m ist vorzusehen, wobei zusätzlich Ausweichplätze vorhanden sein müssen. Auch ist an eine Lagermöglichkeit für Deichverteidigungsmittel zu denken. – Ein Schutzstreifen von mindestens 5 m ist vorzusehen, auf dem keine bauliche Nutzung erlaubt ist. Bei Deichen mit geringer Bedeutung kann der Schutzstreifen auch schmäler ausfallen.

432

8

Hochwasser

– Die Böschungen sollen nicht steiler als b : h = 3 : 1 sein, wenn genügend Platz zur Verfügung steht, eher noch flacher. Allein dadurch ergibt sich eine landschaftlich gute Einbindung. Die wasserseitige Böschung soll eine geschlossene, gut verwurzelte Grasnarbe aufweisen. Diese bietet ausreichenden Schutz gegen Wellen- und Strömungsangriffe. Auf der Luftseite kann Magerrasen aufgebracht werden, ebenfalls mit einem dichten Wurzelgeflecht. Um Verletzungen einer durchgehenden Grasbedeckung zu vermeiden ist in der Regel eine Dicke der Vegetationsschicht von 10 bis 25 cm nützlich. – Eine Bepflanzung mit Sträuchern und Bäumen gefährdet die Standsicherheit und Dichtigkeit des Deichkörpers und sollte vermieden werden. Auch Gehölze im Deichhinterland müssen einen ausreichenden Abstand haben. – Um den Verkehr zwischen Vorland, Bermen und Deichkrone zu ermöglichen, sind Deichrampen vorzusehen. Die Neigung sollte kleiner 1 : 10 sein. Bei Deichen ohne Vorland oder bei steilen Böschungen sind meistens besondere Oberflächenbefestigungen notwendig, die ähnlich wie bei Schifffahrtsstraßen ausgebildet werden. Diese Bauwerke müssen den Strömungskräften widerstehen, sicher gegen Ausspülungen sein und nicht auf der Böschung abrutschen, was durch eine Fußstützung erreicht wird.

Wasserseitige Böschung

Luftseitige Böschung

Wasserseitige Böschung

BHW BHW MW MW

Deichvorland Deichvorland

Luftseitige Böschung

Freibord Freibord

Deichkrone Deichkrone

Berme Berme

Deichhöhe Deichhöhe

Berme Berme

Untergrund Untergrund Deichlager

Deichlager Abb. 8.29 Deichquerschnitt nach DIN 19712 [8.4]

Deichaufbau mit Dichtung

Ist genügend bindiger Boden wie z. B. Auenlehm vorhanden, bietet sich der Bau eines Zonendamms an. Wasserseitig bildet bindiger Boden eine Dichtung, geschützt und gestützt durch einen Schutzkörper aus nicht bindigem Material. Diese Dichtungszone kann bei einem hoch liegenden dichten Untergrund dort direkt angeschlossen werden oder bei tiefer liegendem dichtem Untergrund

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

433

mit Hilfe einer Dichtwand. Zur Sickerwegverlängerung ist auch eine Dichtung mit einer Verlängerung ins Vorland möglich; damit wird die Unterströmung verringert. Neben bindigen Böden ist für die Dichtung auch der Einsatz von Beton, Asphaltbeton und Stahlspundwänden möglich. Diese Baustoffe lassen sich in besonderem Maße beim Bau eines Deiches mit Kerndichtung einsetzen. Als Abdichtung des Kerns eignen sich auch Einphasenschlitzwände und Schmalwände. Gelegentlich – wenn keine optischen Aspekte dagegen sprechen – kommen auch Oberflächendichtungen zum Einsatz. Dies können mineralische Dichtungen sein, oder geosynthetische Tondichtungsbahnen.

Abb. 8.30 Einbinden einer geosynthetischen Tondichtungsbahn (TDB) in den Untergrund während der Baumaßnahme an einem Donaudeich im Bereich Schlösselwiese

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8

Hochwasser

Abb. 8.31 MIP-Gerät im Einsatz an der „Kleinen Donau“

Abb. 8.32 Grabenfräse (FMI-Verfahren) im Einsatz auf einem Donaudeich bei Niederaltaich

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

435

Am landseitigen Deichfuß wird im unteren Drittel ein meist dreieckförmiger Filter (Drän) angeordnet, der die Sickerlinie nach unten verlagert und das unterströmende Wasser aufnimmt (Abb. 8.33). Über eine Dränage in offenen Gräben oder Rohren wird dieses Wasser zum Vorfluter geführt bzw. über Schöpfwerke gepumpt. In manchen Fällen ist der Wasserandrang aus dem Untergrund (Qualmwasser) groß und die Ableitung über Schöpfwerke unwirtschaftlich. Dann wird ein Qualmpolder notwendig. Das heißt, Flächen mit starkem Qualmwasserandrang werden durch einen niedrigen Deich abgesperrt (Qualmdeich). Dieser sichert den außerhalb liegenden Bereich und reduziert durch den ansteigenden Wasserstand im Qualmpolder den Sickerwasserdurchfluss im Hauptdeich. Zur Deichertüchtigung bei Deichen ohne Fußfilter werden auf der Böschung liegende Auflastfilter mit Drainage eingebaut, die das Sickerwasser aufnehmen können. Flächenfilter unter dem landseitigen Deichfuß sind nicht empfehlenswert, da sie erhöhte Sickerwassermengen und eine vergrößerte Suffosionsgefahr bewirken.

Fahrbahn

BHW

a Dichtwand

Drän

Drän

Entwässerungsgraben

Auelehmschicht

b

Fahrbahn

BHW Oberflächendichtung Drän

Entwässerungsgraben

Auelehmschicht

Abb. 8.33 Beispiele für Zonendämme nach [8.35]: (a) Kerndichtung als Dichtwand bis in die gering durchlässige Schicht; (b) wasserseitige Oberflächendichtung bei gering durchlässigem Untergrund

436

8

Hochwasser

Überlaufstrecken

Im Falle von Hochwassern, die das Bemessungshochwasser übersteigen und dann den Deich überströmen, ist die Gefahr eines Deichbruchs innerhalb kürzester Zeit gegeben, wenn die Krone und die landseitige Böschung nicht speziell für den Überlauf ausgelegt wurden. Deshalb ist es oftmals sinnvoll, in einem bestimmten Bereich die Deichkrone abzusenken und dort die landseitige Böschung besonders zu befestigen oder die Neigung auf 1 : 10 oder flacher zu verringern. Durch das gezielte Überströmen dieser Überlaufstrecken werden die gefährdeten Bereiche geschützt. Bauwerke im Deich

Bauwerke innerhalb eines Deiches gefährden aufgrund des unterschiedlichen Setzungsverhaltens die Dichtwirkung und erhöhen damit die Gefahr von Erosion und Deichbruch. Sie müssen deshalb auf das absolut notwendige Minimum reduziert werden und, wenn unumgänglich, mit extremer Genauigkeit ausgeführt werden sowie durch konstruktive Maßnahmen Sickerwege unterbunden oder unterbrochen werden. Rohre und Kabel dürfen unter dem Deichkörper nicht parallel sondern nur mit einem Mindestabstand von 10 Metern vom Deich entfernt verlegt werden. Den Deich kreuzende Leitungen müssen zu Bauwerken einen Mindestabstand von 15 Metern einhalten, in setzungsgefährdeten Bereichen sind die über den Deich zu führen. Nachträgliche Deicherhöhung

Aufgrund der Forderung nach einem höheren Bemessungshochwasser müssen viele Deiche erhöht werden. Dabei ist zu beachten, dass ältere Deiche oftmals nicht ausreichend verdichtet sind, und sie deshalb vor einer Erhöhung dementsprechend saniert werden müssen. Ist ausreichend Platz vorhanden wird in der Regel die wasserseitige Böschung erhalten und verlängert. Auf der Landseite wird der Stützkörper vergrößert und mit einem Fußfilter versehen Ist im alten Deichkörper ein Fußfilter vorhanden muss dieser rückgebaut werden oder ohne Verbindung zum neuen Filter bleiben. Um das neu aufgebrachte Deichmaterial scherfest mit der alten Böschung zu verbinden ist eine Abtreppung der Böschungslinie sinnvoll [8.35].

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

vorher

437

nachher Fahrbahn

BHW

Fußfilter Drän

Abb. 8.34 Deicherhöhung landseitig mit Abtreppung nach [8.35]

Ist eine Verbreiterung des Deiches aufgrund Platzmangels nicht realisierbar, muss eine steilere Böschung in Kauf genommen werden. Bei der Wahl des neuen Schüttgutes ist auf die Zonierung zu achten, damit nicht ein unnötig hoher Sickerwasserstand entsteht. Das heißt, dass bei wasserseitiger Erhöhung des Deiches und infolge steilerer Böschung ein bindiger Boden aufgebracht wird und dass bei einer landseitigen Erhöhung ein durchlässigerer Boden als beim Altdeich notwendig ist Ein Nachweis der Böschungsstandsicherheit ist für alle diese Baumaßnahmen der Erhöhung oder Verbreiterung eines Deiches notwendig. Weiterführende Angaben können [8.6] entnommen werden. Deichunterhaltung

Die Instandhaltung und Pflege von Deichen sind wesentlich, um die Funktionstüchtigkeit eines Deiches als Hochwasserschutzmaßnahme zu erhalten. Die Unterhaltspflichtigen führen daher ein sogenanntes Deichbuch, in dem alle wichtigen Deichdaten enthalten sind. Darüber hinaus sind sie zu einer jährlichen Kontrolle am Ende einer Hochwasserperiode verpflichtet und zu einer sofortigen Behebung festgestellter Schäden am Deich. Da eine intakte Grasnarbe wesentlich dazu beiträgt, Erosionen zu vermeiden, ist auf deren Pflege und Erhalt ein besonderes Augenmerk zu richten. Dazu gehört ein regelmäßiges Mähen oder Beweiden, die Beseitigung von Gehölzen, Maulwurfshaufen und Erdlöchern von Fuchs, Kaninchen oder Wühlmäusen. Auch eine Bestandskontrolle von Bisam, Nutria oder Biber ist notwendig. Da die Deichsicherheit stets Vorrang hat, muss in der Regel ein Kompromiss zwischen ökologischen und sicherheitstechnischen Belangen gefunden werden. Deichverteidigung

In der Regel ist ein richtig konzipierter und intakter Deich in der Lage den Belastungen aus Wasserdruck und Durchströmung standzuhalten. Doch kleinste,

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8

Hochwasser

oft nicht sichtbare Schwachstellen, anhaltend lange Hochwasser und vor allem ein Überströmen von nicht gesicherten Deichstrecken bei unerwartet hohen Wasserständen, können deren Sicherheit in kürzester Zeit gefährden und einen Dammbruch zur Folge haben. Die Maßnahmen der Deichverteidigung dienen folglich dazu, im Hochwasserfall entstehende Schäden sofort zu beseitigen und mit geeigneten Maßnahmen einem Verlust der Schutzfunktion entgegenzuwirken. Ein wesentlicher Faktor der Deichbruchgefahr ist die Durchnässung des Bodens, da die Festigkeit und damit Tragfähigkeit mit zunehmender Durchfeuchtungsdauer abnimmt. Eine zusätzliche Belastung der meist aufgeweichten und abrutschenden Böschungsbereiche muss unbedingt vermieden werden. Der Böschungsfuß kann in einem solchen Fall eventuell durch Vorschüttungen gesichert werden. Ein Überströmen in ungesicherten Bereichen muss vermieden werden, da die Durchfeuchtung der landseitigen Deichböschung innerhalb kürzester Zeit ein Abrutschen derselben mit einem nachfolgenden Einsturz der Deichkrone zu Folge haben kann. Deshalb ist hier eine Aufhöhung des Deiches z. B. durch Sandsäcke im Falle von steigenden Wasserständen die wohl wichtigste Aufgabe der Deichverteidigung. Feststehende Hochwasserschutzwände In den dicht bebauten Bereichen von Städten oder Hafen- und Industrieanlagen ist aus Platzgründen der Bau von Überflutungsflächen, Flutmulden oder Dämmen i. d. R. nicht realisierbar. Lassen zudem kurze Vorwarnzeiten oder ein Mangel an genügend Hilfskräften den Einsatz von mobilen Schutzsystemen nicht zu, ist der Bau von festen Schutzwänden oftmals die einzige Möglichkeit einer Hochwasserschutzmaßnahme. Auch zur Erhöhung von Dämmen können feste Wände eingesetzt werden. Bei der Planung solcher Hochwasserschutzwände müssen sowohl das Ortsbild, als auch die Anliegen und Bedürfnisse der Anwohner berücksichtigt werden. Neben den gestalterischen Gesichtspunkten ist ein wesentliches Augenmerk darauf zu richten, dass die Wasserdrucklasten einwandfrei in den Untergrund eingeleitet werden Spundwände

Die einfachste und preisgünstigste Variante von Hochwasserschutzwänden sind Spundwände, die so tief in den Boden gerammt werden, dass sie auch im Untergrund als Dichtwand dienen (Abb. 8.35). Am Kopf werden sie später mit einem Gurt aus Stahlbeton gefasst und evtl. gestalterisch verkleidet (sog. Betonkopfbalken). In Hafen- und Industriegebieten ist diese Form des Hochwasserschutzes sowohl statisch als auch optisch ausreichend.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

439

Abb. 8.35 Einbau einer Spundwand in einen bestehenden Deich in Köln-Stammheim (Kleines Bild: „Schloss“)

Gewichtsmauern oder Stahlbetonmauern

Bei entsprechender Dimensionierung können Gewichtsmauern oder schlankere Stahlbetonmauern den Wasserdruck in den Untergrund ableiten (Abb. 8.36). Eine unter der Mauer angeschlossene Spundwand bildet gelegentlich im Untergrund eine Dichtungswand gegen Unterströmen. Häufig scheidet eine solche Lösung aufgrund Platzmangels oder aus gestalterischen Aspekten jedoch aus. Freibord

Bei der Höhe von Hochwasserschutzbauten ist neben dem Bemessungshochwasserstand zusätzlich das notwendige Freibordmaß zu ermitteln. Dieses Maß wird durch die Wellenhöhe bestimmt. Die Wellenhöhe entsteht durch das Zusammenwirken von Wind, Vorlandgeometrie und der dynamischen Reaktion des Deiches oder der Mauer. Bei Deichen und Stauhaltungsdämmen kann als ein Anhaltswert für den Freibord etwa 1 Meter angenommen werden. Es wird auf die Spezialliteratur verwiesen [8.5, 8.6].

440

8

Hochwasser

Abb. 8.36 Massive Hochwasserschutzwand in Schwindegg an der Goldach

Mobile Hochwasserschutzkonstruktionen Oftmals lassen sich im Bereich von historischen Altstadtkernen feste Hochwasserschutzeinrichtungen platztechnisch und ästhetisch schlecht realisieren. Meistens besteht hier der Anspruch auf eine Erhaltung des Stadtbildes, eine freie Sicht und Zugang zum Gewässer oder der eines ungestörten Funktionsablaufs der Stadt (Wege, Straßen, Brücken).In einem solchen Fall kann die Realisierung von mobilen Hochwasserschutzkonstruktionen eine Lösungsmöglichkeit darstellen, d. h. das Schutzsystem wird im Hochwasseralarmfall von einem Lager an transportiert und aufgestellt und nach dem Hochwasserereignis wieder abgebaut. Darüber hinaus können mobile Schutzsysteme auch zum Verschließen von Durchlässen und Durchgängen bei festen Mauern und Dämmen eingesetzt werden sowie zur Erhöhung von ortsfesten Schutzsystemen. Mobile Hochwasserschutzsysteme können aber nur dort zum Einsatz kommen, wo eine ausreichend lange Vorwarnzeit sichergestellt ist (meist nur am Mittel- oder Unterlauf von Flüssen), geschulte und zuverlässige Aufbaukräfte zur Verfügung stehen, zudem ausreichend Lagerplatz in der Nähe da ist und ein ausreichender Grundschutz (z. B. HQ20) vorhanden ist.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

441

Transportable Hochwasserschutzwände

Eine mobile Hochwasserschutzwand wird aus vertikalen Stützen und dazwischen befindlichen Wandelementen zusammengebaut, die entweder als gesamtes Element oder aus einzelnen Dammbalken bestehen können. Auf der Luftseite wird die Wandkonstruktion durch schräg stehende Stützen stabilisiert. Aus Gewichtsgründen bestehen sowohl Stützen als auch Wandelemente oder Dammbalken meistens aus Aluminium, kleinere Wandelemente auch aus Holz. Zur Befestigung der vertikalen und schrägen Stützen sind vor Ort Befestigungsmöglichkeiten vorzusehen. Mitunter können diese – bei festem Untergrund – auch direkt auf diesem verdübelt und verschraubt werden. Die Dichtigkeit der horizontalen und vertikalen Fugen wird durch Dichtungen aus Hartgummi oder Hartschaumstoff erreicht. Zur Abdichtung gegen den Untergrund werden Schaumstoffdichtungen eingesetzt, die selbst bei Kopfsteinpflaster eine ausreichende Dichtigkeit gewährleisten. Je nach System presst entweder das Eigengewicht oder der Wasserdruck gegen die Dichtfläche oder die Dichtungsprofile werden durch zusätzliche Spannvorrichtungen an den Untergrund gedrückt. Die örtliche Situation erfordert jeweils spezielle Lösungen und Sonderkonstruktionen, so dass inzwischen eine Vielzahl von Systemen auf dem Markt angeboten wird. Neben der technischen und finanziellen Realisierbarkeit sind bei der Auswahl eines Systems weitere Kriterien zu beachten, welche am Schluss dieses Kapitels noch ausführlich behandelt werden. Dammbalkensysteme

Neben beweglichen Systemen werden zum Verschließen von Toren und Durchgängen bei festen Mauern und Dämmen häufig Dammbalkensysteme verwendet. Diese sind als Voll- oder Kastenprofil ausgebildet, meist aus Aluminium hergestellt und mit Dichtungsbändern versehen (Abb. 8.37). Um im Hochwasserfall einen zügigen, stabilen und dichten Einbau zu gewährleisten müssen vor Ort geeignete Befestigungsmöglichkeiten vorhanden sein. Auch hier sorgen Schraubpressen für eine Dichtigkeit in den horizontalen und vertikalen Fugen.

442

8

Hochwasser

Wandanschlussprofil teilende Mittelstütze Wand

nicht teilende Mittelstütze Dammbalken

Rückabstützung mit verstellbarem Stützenfuß Fundament mit einbetonierten Verankerungselementen Tiefgründung nach statischen Erfordernissen Abb. 8.37 Dammbalkensystem nach BWK MB 6/2005 (kleines Bild: Mobile Hochwasserschutzwand mit Dammbalken)

Sandsackdeiche

Vom Katastrophenschutz häufig eingesetzt und vielfach bewährt haben sich temporäre Sandsackdeiche. Sie lassen sich bei den unterschiedlichsten, örtlichen Gegebenheiten einsetzen, sind flexibel und lassen sich bei unerwartet weiter steigendem Wasserstand nachträglich erhöhen. Zudem sind keine örtlichen Befestigungsmöglichkeiten notwendig. Als Nachteile eines Sandsackdeiches sind der hohe Zeit-, Material- und Personalaufwand beim Aufbau zu nennen. Beim Aufbau sind folgende Punkte zu beachten:

– der Sandsack wird nur zu zwei Drittel mit Sand gefüllt, um ihn schnell zubinden zu können und die Gefahr des Aufgehens zu vermeiden, – der Abstand von Deich und Bebauung sollte 2 - 3 Meter betragen, – die unterste Schicht auf der Wasserseite wird parallel zur Strömung verlegt, – die Sandsäcke müssen überlappend verlegt werden, – zwischen den Sandsäcken ist zur Abdichtung eine 0,6 cm starke PE-Folie einzulegen.

8.4 Maßnahmen zum Hochwasserschutz

443

Schläuche

Auch luft- oder wassergefüllte Schläuche aus reißfestem PVC lassen sich als Barrieren gegen Hochwasser einsetzen. Sie sind schnell und einfach aufzubauen, häufig wieder verwendbar und brauchen keine Befestigungen. In der Regel besteht ein Schlauch-Hhochwasserschutzsystem (auch Schlauchwall) aus einem oder auch mehreren parallel nebeneinander liegenden, fest miteinander verbundenen Schläuchen. Zuerst werden diese mit Luft aufgeblasen, in ihre Position gebracht und dann mit Wasser befüllt. Sie lassen sich zu langen Schläuchen koppeln und passen sich den Unebenheiten im Gelände optimal an. Die Dichtigkeit gegen den Untergrund wird durch das Eigengewicht erreicht. Bisher können solche Schlauchsysteme bis zu einer Höhe von ca. 80 cm ausgeführt werden. Hinweise für den Einsatz mobiler Schutzsysteme

Beim Einsatz von mobilen Hochwasserschutzsystemen ist ein reibungsloser und schneller Aufbau Grundvoraussetzung für die Funktionstüchtigkeit des Systems. Deshalb sind bei der Auswahl neben Kosten und örtlichen Gegebenheiten auch noch folgende Gesichtspunkte zu beachten:

– einfache, schnelle und sichere Handhabung auch bei Dunkelheit und schlechter Witterung, – wenige unterschiedliche Einzelteile, um Verwechslungen zu vermeiden, – Reduzierung des Gewichts der einzelnen Teile damit sie von 1 bis 2 Personen handelbar sind, – ortsnahe Lagerung und reibungsloser Transport, – jährliches Einsatztraining und Kontrolle auf Vollständigkeit und Funktionsfähigkeit einplanen. Objektschutz Gelegentlich – allerdings mittlerweile eher selten – wird der dauerhafte Schutz von Einzelobjekten in die Wege geleitet. Diese Maßnahme ist notwendig, wenn im Rahmen großflächiger Hochwasserschutzmaßnahmen der Schutz größerer (z. B. landwirtschaftlicher) Flächen samt Bebauung zu teuer kommt und der gezielte Schutz von Einzelobjekten finanziell günstiger ist. Dann werden einzelne Objekte (Häuser, landwirtschaftliche Anwesen etc.) durch bauliche Konstruktionen wie Mauern und Deiche dauerhaft vor Hochwasser geschützt (Abb. 8.38). Diese Maßnahmen sind allerdings in der Regel sehr teuer und übersteigen manchmal den Wert des zu schützenden Objektes. Neben dem teuren, massiven und dauerhaften Objektschutz hat sich mittlerweile der temporäre Objektschutz z. B. durch Sandsäcke durchgesetzt.

444

8

Hochwasser

Abb. 8.38 Beispiel für einen Objektschutz durch Winkelstützmauern

8.5 Literatur 8.1

8.2 8.3 8.4 8.5 8.6 8.7 8.8 8.9

Bechteler W., Günthert F. W., Kleeberg H.-B. (Hrsg.): Klimaänderung und Wasserwirtschaft. Internationales Symposium am 27./28. November 1995 in München. Institut für Wasserwesen der Universität der Bundeswehr, München, Heft 56a und 56b, 1996 Bezzola G. R.: Schwemmholz – Rückhalt oder Weiterleitung. Wasser, Energie, Luft 93, Heft 9/10, S. 247 - 152, 2001 Deutscher Wetterdienst: KOSTRA-Atlas - Starkniederschlagshöhen für Deutschland. Selbstverlag, 2000 DIN 19712: Flussdeiche. Normenausschuss Wasserwesen (NAW), Deutsches Institut für Normung e. V. (DIN), 1997 DWA: Freibordbemessung an Stauanlagen. DVWK-Merkblatt 246 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1997 DWA: Flussdeiche. DVWK-Merkblatt 210 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1986 DWA: Landschaftsökologische Gesichtspunkte bei Flussdeichen. DVWK-Merkblatt 226 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1993 DWA: Hydraulische Berechnung von Fließgewässern. DVWK-Merkblatt 220 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1991 Glaser R.: Klimageschichte Mitteleuropas: 1000 Jahre Wetter, Klima, Katastrophen. Primus Verlag, 2001

8.5 Literatur 8.10 8.11 8.12

8.13 8.14 8.15

8.16

8.17

8.18

8.19

8.20 8.21 8.22 8.23 8.24

445

Haimerl G. und Ebner K.-H.: Hochwasserschutz durch Vorlandmanagement – Untersuchungen an der Donau bei Straubing. Wasserwirtschaft Jg. 96, Heft 3, S. 17 21, 2006 Hartlieb A., Bezzola G. R.: Ein Überblick zur Schwemmholzproblematik. WasserEnergie-Luft, 92. Jahrgang, Heft 1/2, 2000 Haselsteiner R. und Strobl Th.: Zum Freibord an Flussdeichen. In: Tagungsband zum wasserbaulichen Symposium „Stauhaltungen und Speicher – Von der Tradition zur Moderne“, vom 28. - 30. September 2006. Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Technischen Universität Graz, 2006 Haselsteiner R., Conrad M., Strobl Th.: Kriterien zur Ertüchtigung von Hochwasserschutzdeichen. Geotechnik 25, Nr. 4, S. 249 - 253, 2002 Haselsteiner R.: Deichertüchtigung in Bayern – Eine Übersicht. In: Deichertüchtigung und Deichverteidigung in Bayern. Bericht Nr. 107 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, S. 13 - 28, 2006 Haselsteiner R. und Strobl Th.: Deichertüchtigung unter besonderer Berücksichtigung des Gehölzbewuchses. Sicherung von Dämmen, Deichen und Stauanlagen, In: Handbuch für Theorie und Praxis, Hrsg. Hermann und Jensen, Universitätsverlag Siegen – universi, 2006 Haselsteiner R., Strobl Th.: Zum Einfluss von Bewuchs und Hohlräumen auf die Durchsickerung von Deichbauten. In: Lebensraum Fluss – Hochwasserschutz, Wasserkraft, Ökologie. Bericht Nr. 101 Band 2 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, S. 92 - 100, 2004 Haselsteiner R.: Durchsickerung von Flussdeichen – Physikalische Versuche und deren ergleich mit numerischen Berechnungen. In: Anwendung und Grenzen physikalischer und numerischer Modelle im Wasserbau. Bericht Nr. 104 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, S. 151 - 161, 2006 Herten G.: Was hat sich verändert seit der Elbe-Flut 2002? Zweites Symposium „Sicherung von Dämmen, Deichen und Stauanlagen“ – Bemessungen, Neubau und Sanierung. Baustoffe, Standsicherheitskonzepte, Institut für Geotechnik (IfG) und Forschungsinstitut Wasser und Umwelt (fwu) des Fachbereichs 10, Bauingenieurwesen, der Universität Siegen, 9./10. Februar 2006 Holle F.-K.: Informationsvorsorge: Hochwasservorhersage und Hochwasserwarndienst. In: Forum für Hydrologie und Wasserbewirtschaftung, Hydrologische Wissenschaften - Fachgemeinschaft in der DWA, Hennef, (Hrsg.) Hans-B. Kleeberg, Heft 11.05, S. 101 - 118, 2005 IPCC: Online Report of the Intergovernmental Panel on Climate Change: Third Assessment Report - Climate Change 2001. (1) The Scientific Basis, (2) Impacts, Adaption and Vulnerability, (3) Mitigation, (4) Synthesis Report, 2001 Klimaänderung und Wasserwirtschaft. Internationales Symposium am 27. und 28.11.1995 in München; Institut für Wasserwesen der Universität der Bundeswehr München, Hefte 56a und 56b, 1996. Klimaänderungen in Bayern und ihre Auswirkungen. Abschlussbericht des Bayer. Klimaforschungsverbundes, München, 1999. Klimawandel in Sachsen – Sachstand und Ausblick. Sächsisches Staatsministerium für Umwelt und Landwirtschaft, 2005 KLIWA: Klimaveränderung und Konsequenzen für die Wasserwirtschaft. KLIWABerichte Heft 1; Fachvorträge beim KLIWA-Symposium am 29. und 30.11.2000 in Karlsruhe, (Hrsg.) Arbeitskreis KLIWA, Landesanstalt für Umweltschutz BadenWürttemberg, Bayerisches Landesamt für Wasserwirtschaft, Deutscher Wetterdienst, 2002

446 8.25 8.26 8.27 8.28 8.29

8.30 8.31 8.32 8.33 8.34 8.35 8.36 8.37 8.38

8.39 8.40

8

Hochwasser

KLIWA: Klimaveränderung und Konsequenzen für die Wasserwirtschaft. Fachvorträge beim KLIWA-Symposium am 29. und 30.11.2000 in Karlsruhe; KLIWABerichte, Heft 1, 2000 Knauss J.: Von der Oberen zur Unteren Isar. Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft 76, 1995 Köngeter J. (Hrsg.): „Hochwasserschutz – eindeichen oder ausweichen“, Mitteilungen des Lehrstuhls und Instituts für Wasserbau und Wasserwirtschaft der RWTH Aachen, Heft 136, 2004 Kron W.: Hochwasserschäden und Versicherung. In: Forum für Hydrologie und Wasserbewirtschaftung, Hydrologische Wissenschaften - Fachgemeinschaft in der DWA, Hennef, Hrsg. Hans-B. Kleeberg, Heft 11.05, S. 21 - 48, 2005 Kron W.: Modellierung des Überschwemmungsrisikos in der Versicherungswirtschaft. In: Forum für Hydrologie und Wasserbewirtschaftung, Hydrologische Wissenschaften - Fachgemeinschaft in der DWA, Hennef, Hrsg. Hans-B. Kleeberg, Heft 08.05, S. 93 - 112, 2005 LAWA: Leitlinien für einen zukunftsweisenden Hochwasserschutz – Hochwasser: Ursachen und Konsequenzen. Herausgegeben von der Länderarbeitsgemeinschaft Wasser im Auftrag der Umweltministerkonferenz, 1995 Loipersberger A., Rimböck, A., Knauss J.: Netzkonstruktionen für den Wildholzrückhalt in Wildbächen. Internationales Symposium INTERPRÄVENT 2000, Villach, Österreich, Tagungspubliktion Band 3, Seite 239 - 250, 2000 Loster Th.: Risikobewusstsein ist der Schlüssel. In: Topics Geo: Jahresrückblick Naturkatastrophen 2005, Münchener Rückversicherungs-Gesellschaft, S. 45 - 47, 2006 Max-Planck-Institution für Meteorologie: Künftige Klimaänderungen in Deutschland - Regionale Projektionen für das 21. Jahrhundert. Hintergrundpapier, herausgegeben zusammen mit dem Umweltbundesamt, April 2006 Münchener Rück: Naturkatastrophen 2002. In: topics, Lahresrückblick Naturkatastrophen, Hrsg. Münchener Rückversicherungsgesellschaft München, 2003 Patt H.: Hochwasser-Handbuch – Auswirkungen und Schutz. Springer-Verlag, 2001 Pohl R.: Neue Aspekte der Freibordbemessung an Stauanlagen. In: Wasser und Abfall Heft 9, S. 50 - 56, 2001 Rimböck A.: Netzsperren zum Schwemmholzrückhalt – Anwendungsbereich und Bemessungskonzept. Österreichische Wasser- und Abfallwirtschaft, Heft 3/4, S. a11 - a14, 2006 Rimböck A.: Schwemmholzrückhalt in Wildbächen - Grundlagen zur Planung und Berechnung von Seilnetzsperren, Mitteilungsheft Nr. 94 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität München, 2003 Strobl Th. und Haimerl G.: Hochwasserschutzbauten – Aktuelle Aspekte und Visionen. In: Mitglieder-Rundbrief 1 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (ATV-DVWK), Landesverband Bayern, 2003 Strobl Th., Zunic F., Fischer M., Schindler M.: Flood Protection by Large Dams and Flood Polders – Chances and Limits. In: Dams and Reservoirs, Societies and Environment in the 21st Century. Proceedings of the International Symposium on Dams in the Societies of the 21st Century, ICOLD-SPANCOLD, 18 June 2006, Barcelona, Spain, Volume 1, Pages 177 - 183. Published by Taylor and Francis/ Balkema, 2006

8.5 Literatur 8.41

8.42 8.43

447

Tautenhain E. und Schmidt-Koppenhagen R.: Wirkung von wellendämpfenden Baumaßnahmen vor Hochwasserschutzwänden. In: Hafenbautechnische Gesellschaft (HTG), Hochwasserschutz in Häfen - Neue Bemessungsansätze, Sprechtag der Hafenbautechnischen Gesellschaft e. V. 2. Okt. 1996 Vischer D. L.: Die Geschichte des Hochwasserschutzes in der Schweiz - Von den Anfängen bis ins 19. Jahrhundert. Berichte des Bundesamtes für Wasser und Geologie (BWG) Nr. 5, Bern, 2003 Weikinn C.: Quellentexte zur Witterungsgeschichte Europas von der Zeitwende bis zum Jahr 1850. Hydrographie Teil 1, Zeitwende bis 1500, Akademie Verlag, Berlin, 1958

9

Wasserbau im Ausland

Die Aufgaben des Wasserbaus in Deutschland und Westeuropa verlagern sich mehr und mehr vor allem in Länder in Afrika, Asien und Südamerika. Bei der Sanierung bestehender Wasserbauten spielt zunehmend auch der osteuropäische Raum – bedingt durch den Beitritt vieler Länder in die Europäische Gemeinschaft – eine wichtige Rolle. 1) Das Ziel der UN-Deklaration zur Wasserversorgung, wonach jeder Mensch ein Anrecht auf Trinkwasserbereitstellung in ausreichender Qualität und akzeptabler Entfernung von weniger als einem Kilometer hat, ist heute weniger erreicht, als zur Zeit der Verkündung dieses Entwicklungszieles Ende der 90er Jahre des vergangenen Jahrhunderts. Wachsende Bevölkerung, Kriege und Naturkatastrophen haben uns von diesem Ziel weiter entfernt und es ist und bleibt auch zukünftig eine der wichtigsten Aufgaben des Wasserbauingenieurs die vorhandenen Ressourcen des Wassers (Niederschlag, Grundwasser, Abfluss) mit den Notwendigkeiten der ausreichenden Versorgung der Menschen in Einklang zu bringen [9.5]. Ein Schwerpunkt der Entwicklungspolitik wird daher auf einer nachhaltigen Wasserwirtschaft liegen müssen. Dies bedingt einen verantwortlichen Umgang mit der Ressource Wasser ebenso wie deren Speicherung, um regionale und saisonale Unterschiede in der Wasserbereitstellung den Erfordernissen anzupassen [9.10]. Die Möglichkeiten der Grundwasseranreicherung, der Wasserspeicherung, der Wasserüberleitung in Kanälen oder Stollen, müssen untersucht, geplant, finanziert und gebaut werden. Dazu wird das technische Wissen im Wasserbau erfahrener Ingenieure notwendig sein und bleiben. 2) Fast 20 % der weltweiten Stromversorgung wird heute durch die Wasserkraft sichergestellt. Länder mit dem höchsten zu erwartenden Energiebedarf, wie beispielsweise in Asien, haben glücklicherweise gleichzeitig die weltweit größten noch ungenutzten Wasserkraftreserven. Die Wasserkraft ist in ihrer Nutzung CO2-frei und regenerativ. Wichtig für die Akzeptanz des Wasserkraftausbaues ist allerdings, dass bei der Planung der Anlagen sozioökonomische Aspekte und technische Gesichtspunkte gleichwohl bedacht werden. Der Wasserbauingenieur muss hier über seine eigentliche technische Aufgabe hinaus die Nachhaltigkeit der Maßnahme und die Verträglichkeit des Eingriffes im Hinblick auf die betroffene Bevölkerung und Natur beachten und bewerten.

450

9

Wasserbau im Ausland

Hier ist neben der soliden Fachkenntnis auch die soziale Kompetenz des Ingenieurs gefragt und unabdinglich. Menschen benötigen Wasser, Nahrung und Energie. In vielen Ländern ist diese Grundversorgung bei zunehmender Bevölkerung immer weniger sichergestellt. Die Bereitstellung des Wassers wird für die nächsten Generationen die entscheidende Überlebensfrage sein. Dabei ist der Gedanke des Teilens immer wichtiger. Wasservorräte können nicht als Eigentum eines Landes betrachtet werden, in dem ein Fluss entspringt. Ingenieure und Politiker müssen hier eine Lösung finden, sonst ist der Krieg um das Wasser keine Utopie mehr. Bauen im Ausland – eine technische und logistische Herausforderung

Bei der Planung des Bauablaufes kann man in Deutschland von einer funktionierenden Infrastruktur ausgehen. Änderungen der Planung während des Baus werden vom technischen Büro umgesetzt und die notwendigen Maschinen können normalerweise kurzfristig zur Verfügung gestellt werden. Wichtige Ersatzteile für Baumaschinen, Computer u. ä. sind vergleichsweise schnell auf der Baustelle. Die Situation im Ausland ist dagegen von zeitaufwendigen Schritten geprägt, die nur durch enormen finanziellen Einsatz verkürzt werden können. Eine vorausschauende Planung mit dem technischen Büro und der Arbeitsvorbereitung im Inland ist dabei unabdingbar. Wichtige Ersatzteile müssen auf der Baustelle vorgehalten werden. Änderungen der Planung müssen auf ihre unbedingte Notwendigkeit geprüft werden, da sonst Zeitverzögerungen und auch beträchtliche Mehrkosten entstehen können. Besondere geologische Randbedingungen

Vor allem im Talsperrenbau ist die genaue Kenntnis der speziellen geologischen Gegebenheiten von entscheidender Bedeutung. Lateritböden beispielsweise sind in ihrem bodenmechanischen Verhalten von Böden ähnlicher Kornverteilung aber anderen Ursprungs teilweise völlig unterschiedlich. Im Stollenbau können sich beim Vortrieb im Untergrund vulkanischen Ursprunges bei starker Verwitterung der zeitweise – entsprechend der geologischen Entstehungsgeschichte – an der Oberfläche anstehenden Schichten ungeahnte Schwierigkeiten ergeben, falls diese Besonderheiten bei der Planung oder spätestens vor Baubeginn nicht erkannt wurden. Ein weiteres Beispiel soll aus der Erdgeschichte des Omans erwähnt werden. In diesem heißen Wüstenklima findet man im Süden des Landes Kiesablagerungen, grob- und feinkörnige Sandsteinschichten und Schluff- und Tonsteine, die alle Anzeichen des Transportes und der Ablagerung durch Eis und Schmelzwasser aufweisen. Die auffälligsten Beweise für die Vereisung des Südens von Oman sind die tief ins Gestein gefrästen Gletscherschrammen. Aus der Richtung dieser Schrammen kann man auf die Bewegungsrichtung

9.1 Hochwasserrückhaltedamm (Vereinigte Arabische Emirate)

451

des Eises schließen. Vor etwa 300 Millionen Jahren herrschte im Oman ein glaziales Klima, das Zentrum dieser „Gondwana-Vereisung“ lag wahrscheinlich im heutigen Zimbabwe und Zambia (Abb. 9.1). Für die Interpretation von geologischen Aufschlüssen zur Gründung einer Talsperre muss demnach die – im Vergleich zu Europa – völlig anders geartete geologische Geschichte in diesen Ländern bekannt sein. Bauen im Ausland bedeutet daher, Randbedingungen, die für uns selbstverständlich sind, in Frage zu stellen. In den folgenden Kapiteln werden anhand konkreter Beispiele einige Probleme beim Bauen im Ausland verdeutlicht. Die genaue Lage der jeweiligen Baustellen ist dabei von eher untergeordneter Bedeutung. Wichtig sind vielmehr die allgemein gültigen Aussagen der gewonnenen Erkenntnisse.

Lage des Sultanats von Oman gegen Ende des Paläozoikums vor etwa 250 Mio. Jahren ...

... und gegen Ende der Kreidezeit vor rund 65 Mio. Jahren

Abb. 9.1

Bewegung der Kontinente [9.1]

452

9

Wasserbau im Ausland

9.1 Hochwasserrückhaltedamm (Vereinigte Arabische Emirate) Beim Wadi Wurayah Damm in den Vereinigten Arabischen Emiraten (VAE) handelt es sich um einen etwa 40 m hohen Erdschüttdamm mit einem Dichtungskern aus schluffigem Sand (Abb. 9.2). Die Ausschreibung sah eine Einbindung des Dichtungskernes von 5 m Tiefe in den Wadi-Untergrund vor. Allerdings stand das Grundwasser in Geländehöhe an, was eine nur schwer realisierbare 5 m tiefe Grundwasserabsenkung erfordert hätte. Eine Baustellenumleitung des Flusses war nicht vorgesehen da der Damm während der Sommermonate gebaut werden sollte, in denen – statistisch gesehen – das Wadi* kein Wasser führt (Abb. 9.3). Die Hochwasserentlastung wurde 500 Meter oberhalb der Sperrenstellen als fester Überfall in den Fels gesprengt und war somit für eine Entlastung während der Bauzeit ungeeignet.

Abb. 9.2

*

Lageplan Wadi Wurayah Damm

Als Wadi bezeichnet man Flusstäler in Nordafrika und im Vorderen Orient, die in der Regel wasserlos sind und nur gelegentlich Abflüsse aufweisen, meist nach plötzlichen, heftigen Regenfällen (intermittierende, zeitlich aussetzende Abflüsse, im Gegensatz zu perennierenden, d. h. anhaltenden Abflüssen).

9.1 Hochwasserrückhaltedamm (Vereinigte Arabische Emirate)

453

1981-1994 1981-1996

Abb. 9.3

Anzahl Flutereignisse im Wadi Wurayah

Wegen der knapp bemessenen Bauzeit sah ein Sondervorschlag vor, anstelle des Aushubes für die fünf Meter tiefe Einbindung des Dichtungskerns in den Untergrund eine Schlitzwand herzustellen (Abb. 9.4). Da nur wenige 100 m2 Dichtungswand erforderlich waren, konnte aus Wirtschaftlichkeitsgründen kein Spezialgerät aus Europa eingeführt werden; die Dichtungswand wurde in der Tiefe auf die Möglichkeiten eines Tieflöffelbaggers beschränkt. Wegen technologischer Schwierigkeiten beim Aufbereiten des Bentonits (es stand zunächst kein Hochturbulenzmischer zur Verfügung) verzögerte sich der Bau der Schlitzwand um einen Monat. Nachdem die Dammschüttung eine Höhe von fast 10 m erreicht hatte, ereignete sich im Einzugsgebiet ein Starkniederschlag, der auf der Baustelle gar nicht wahrgenommen wurde. Innerhalb von wenigen Stunden war der Stauraum des bis dahin 10 m hohen Dammes gefüllt und der Damm wurde im weiteren Verlauf des Hochwassers überspült und brach. Innerhalb von einer Stunde war der Damm weggespült und das Hochwasser war auch vorbei. Das Ausmaß, die Schnelligkeit und das Auftreten des Hochwassers im Juli überraschten sowohl den Planer als auch die Baufirma. Hätte man sich mit der Hydrologie in diesem Gebiet etwas eingehender befasst, so wäre dieses Sommerhochwasser zumindest nicht überraschend gewesen und man hätte Vorkehrungen treffen können für einen während der Bauzeit überströmbaren Damm. Nach Ablauf des Hochwassers wurde der Dammquerschnitt entsprechend dem Bauablauf und des zu erwartenden Hochwassers umgeplant (siehe Abb. 9.5 und Abb. 9.6). Unter der Annahme eines realistischen Hochwasserereignisses (HQ10) während der kurzen Bauzeit von nur einem Jahr, wurde die luftseitige Böschung so weit als raue Rampe überströmbar ausgebildet, dass ein mögliches weiteres Hochwasser schadlos hätte abgeführt werden können. Allerdings ist in der verbleibenden Bauzeit kein Hochwasser mehr aufgetreten.

454

9

Abb. 9.4 Entwurf)

Wasserbau im Ausland

Dammquerschnitt Wadi Wurayah mit Sondervorschlag (Alternativ-

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

455

Abb. 9.5 Ansicht von Unterwasser: Begrenzung des überströmbaren Bereichs nach Breite und Dammhöhe

Abb. 9.6 Stufenweise Ausbildung der überströmbar gestaltetet luftseitigen Böschung (Schnitt A-A in Abb. 9.5)

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman Das Sultanat von Oman gehört zu den semiariden Gebieten der Erde. Die potenzielle Verdunstung ist höher als der durchschnittliche Niederschlag von weniger als 100 mm im Jahr. Das Wasser ist daher im Oman von jeher ein sehr kostbares Gut. Infolge des wirtschaftlichen Aufschwungs in den zurückliegenden drei Jahrzehnten und des starken Bevölkerungswachstums, wird in

456

9

Wasserbau im Ausland

der etwa 50 km breiten Batinah-Ebene zwischen dem Jebel-Akhdar-Gebirge und dem Golf von Oman intensiv Grundwasser aus dem Boden gepumpt, um die Obst- und Gemüseplantagen zu bewässern (Abb. 9.7). Gegenwärtig werden im Sultanat 90 % des verfügbaren Wassers für die Landwirtschaft verwendet. Durch die Übernutzung des Grundwassers sank der Grundwasserspiegel in diesem Gebiet im letzten Jahrzehnt um über 10 m ab. Dies hat zur Folge, dass Brackwasser vom Meer her ins Binnenland eindringt und damit das Grundwasser und die bewässerten Böden immer mehr versalzen. Eine natürliche Grundwasseranreicherung findet kaum statt, da die Niederschläge, die meistens im Winter über dem küstennahen Gebirge niedergehen, zum größten Teil als Oberflächenwasser in den Wadis dem Meer zugeführt werden. Treten die Niederschläge konzentriert auf, so führen die ansonsten trockenen Flussläufe Hochwasser und ein großer Teil der Niederschläge fließt – ohne das Grundwasser anzureichern – ins Meer. Schätzungen der Wasserwirtschaftsbehörde im Sultanat gehen davon aus, dass pro Jahr 300 Mio. m3 Wasser ungenutzt ins Meer abfließen. Darüber hinaus entstehen während eines solchen Hochwassers teilweise große Schäden an den Siedlungen und Straßen der küstennahen Gebiete (Abb. 9.8).

Persischer Golf Golf von Oman

Batinah-Ebene Hauptstadt Muscat

Gebirge Jebel-Akhdar

Abb. 9.7

Nordküste des Sultanats von Oman

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

9.2.1

457

Prinzip der Grundwasseranreicherung

Durch den Bau von Grundwasseranreicherungsdämmen (groundwater recharge dams) werden die Abflüsse aus dem Gebirge in Speicherbecken aufgefangen und nach wenigen Tagen – wenn die mitgeführten Sedimente sich im Becken weitgehend abgesetzt haben – dosiert unterhalb des Dammes dem Grundwasser durch Versickerung zugeführt (Abb. 9.9). Damit wird versucht, den gesunkenen Grundwasserspiegel wieder anzuheben und das weitere Eindringen von Meerwasser zu stoppen [9.2, 9.3, 9.11]. Diese Talsperren, die im Flussbett der Wadis gebaut werden, erfüllen daher einen doppelten Zweck. Sie schützen vor Hochwasser durch den Wasserrückhalt und ermöglichen durch eine gezielte Entleerung eine Anhebung des Grundwasserspiegels um mehrere Meter. Der Einfluss einer Grundwasseranreicherung durch eine Talsperre auf den Wasserspiegel des Grundwassers kann am Beispiel des Dammes Wadi Al Jizzi in Abb. 9.10 nachvollzogen werden.

Abb. 9.8 Zeitweise Wasser führende Wadis sind eine Attraktion für die Bevölkerung, hier im Sultanat von Oman, können aber bei Hochwasser auch große Schäden verursachen (kleines Bild)

458

9

Wasserbau im Ausland

Gebirge Wadi Reservoir Damm Auslässe Infiltrationskanäle und natürliche Wadi-Senken Fels

Schotterebene der Batinah

Abb. 9.9

Grundwasserleiter

Prinzip der Grundwasseranreicherung [9.2]

Wadi Al Jizzi, Brunnen JA-2

Abb. 9.10 Verlauf der Grundwasserpegel vor und nach Hochwassern

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

459

Meer Brunnen JA-2

Wadi Al-Jizzi Groundwater Recharge Dam

Untersuchungsgebiet

Abb. 9.11 Lageplan mit Recharge Dam und Untersuchungsgebiet

In der Batinah-Ebene sind die Grundwasseranreicherungsdämme meist langgestreckte, jedoch nur wenige Meter hohe Steinschüttdämme, die nur nach Hochwassern für wenige Tage eingestaut sind. Der im nachfolgenden Abschnitt vorgestellte Wadi Hawasinah Damm hat beispielsweise eine Länge von 6 km und eine Höhe von 6,50 m. Die Sohle eines Stausees selbst ist aufgrund der mitgeführten Sedimente meist nach wenigen Hochwassern zusedimentiert. Eine Versickerung des aufgestauten Wassers in den Untergrund ist damit im Staubecken nicht möglich. Daher wird das Wasser erst, nachdem sich die meisten Sedimente abgesetzt haben, durch Auslassöffnungen in unterstromige Kanäle ausgeleitet, wo es anschließend in den natürlichen Senken des Wadis abfließen und in den Untergrund infiltrieren kann (Abb. 9.12).

460

9

Wasserbau im Ausland

Abb. 9.12 Auslassbauwerke an einem Grundwasseranreicherungsdamm mit Kanälen und natürlicher Wadi-Senke (rechts unten)

Im Folgenden soll stellvertretend am Beispiel des Wadi Hawasinah Groundwater Recharge Dams von den Besonderheiten beim Entwurf und der Bauausführung von Grundwasser-Anreicherungsdämmen im Oman berichtet werden. 9.2.2

Dimensionierung der Hochwasserentlastung

In vielen Ländern sind zwar Aufzeichnungen von Regenereignissen vorhanden, aber oftmals fehlt eine langjährige Beobachtungsreihe der Abflusswerte. Bei der Planung von Talsperren versucht man deshalb, mit Hilfe von Niederschlags-Abflussmodellen die Wasserstände bei Hochwasserereignissen zu berechnen. Darf ein Damm aus konstruktiven Gründen in keinem Fall überströmt werden, muss man aus Sicherheitsgründen von dem größten anzunehmenden Hochwasserereignis, dem sogenannten PMF (Probable Maximum Flood) als Bemessungshochwasser ausgehen. Im vorliegenden Fall des Hawasinah Dammes liegt das PMF bei 10.000 m3/s. Bei der geplanten Hochwasserentlastung mit Gabionen (siehe Abb. 9.13) wäre hierfür jedoch eine Länge notwendig, die größer ist, als die gesamte Talsperrenlänge. Deshalb hat man sich auf ein Bemessungshochwasser von HQ10.000, geeinigt, das entspricht etwa einem Abfluss von 6.000 m3/s. Darüber

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

461

hinaus wurde alternativ zum Ausschreibungsentwurf eine Hochwasserentlastung als Betonbauwerk angeboten, welches dann zur Ausführung kam. Durch das strömungsgünstige WES-Profil (µ = 0,75, siehe Kapitel 4 „Wehre“, Abschnitt 4.2.1) konnte die Länge der Hochwasserentlastungsanlage gegenüber dem Planungsentwurf (µ = 0,55) auf 1.300 m verkürzt werden (Abb. 9.14). Zudem erhielt man eine dauerhaftere Lösung als bei der Gabionenbauweise. Obwohl schon zahlreiche Hochwasserentlastungen mit Hilfe von Gabionen erstellt wurden, bleiben doch Zweifel an der Dauerhaftigkeit dieser Konstruktion. Einerseits kann die salzhaltige Luft in Küstennähe zu Korrosionsproblemen bei den Stahldrähten der Drahtgitterkästen (Gabionen) führen, zum anderen treten bei Hochwasserabfluss zwangsläufig Umlagerungen bei den Steinfüllungen auf, die zu verstärkten Turbulenzen führen und die Stahldrähte der Gabionen zusätzlich beanspruchen. Dadurch wird die Lebensdauer der Schotterkästen verkürzt.

Abb. 9.13 Schnitt durch die geplante Hochwasserentlastung in Gabionenbauweise

Die notwendige Auftriebssicherheit der Hochwasserentlastung und des anschließenden Tosbeckens wird durch eine Untergrundabdichtung erreicht, die auf eine Tiefe von drei Metern begrenzt ist. Dadurch wird der Sickerweg verringert, so dass die hydraulische Sicherheit gewährleistet ist und durch einen möglichst geringen Sohlwasserdruck gleichzeitig eine wirtschaftliche Dimensionierung des Tosbeckens ermöglicht wird. Zur weiteren Sicherheit wurden zusätzlich in der Sohle des Tosbeckens mit Grobkies gefüllte Entlastungsöffnungen angeordnet. Beim Bau der Hochwasserentlastungsanlage wurden die einzelnen Betonblöcke im Pilgerschrittverfahren hergestellt und auf eine Länge von 10 Metern begrenzt, um die Fugenweite zwischen den Blöcken zu verringern. Zudem

462

9

Wasserbau im Ausland

konnte wegen der hohen Tagestemperaturen nur nachts betoniert werden, um unzulässig hohe Betontemperaturen zu vermeiden. Dies wiederum erforderte vermehrte Überwachung und Kontrolle, damit eine einwandfreie Qualität der Ausführung gewährleistet war. Die fertige Hochwasserentlastung zeigt Abb. 9.15.

c sandiger Kies d Steimwurf e Erdbetonschlitz f Erdbetonkern Abb. 9.14

g Filterschicht h Geotextil (Polyethylen) i Drainagekörbe j Entlastungsbohrungen

Ausgeführter Querschnitt der Hochwasserentlastungsanlage

Abb. 9.15 Fertiger Recharge-Dam im Wadi Hawasinah mit Blick auf die Hochwasserentlastungsanlage bei Hochwasserabfluss

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

9.2.3

463

Erosionsschäden im Tosbeckennachlauf

Obwohl die Effektivität der Energieumwandlung in einem hydraulischen Modellversuch selbst bei Überlastung der Anlage auf das PMF von 10.000 m3/s als ausreichend angesehen wurde, kam es beim Betrieb der Hochwasserentlastungsanlage bei einem Abfluss von etwa 2.500 m3/s zu deutlichen Erosionsschäden im Nachlauf zu dem Tosbecken (Abb. 9.16 und Abb. 9.17). Nach eingehenden Geländeaufnahmen konnte der Grund hierfür festgestellt werden. Normalerweise geht man bei der Ermittlung der Energieumwandlung und der notwendigen nachfolgenden Sicherung immer davon aus, dass die anschließende Flusssohle quer zur Fließrichtung horizontal ist. Kleine Abweichungen wirken sich bei Flussbreiten von bis zu 100 m kaum aus. Im vorliegenden Fall war jedoch übersehen worden, nach Fertigstellung des Absperrbauwerkes das Gelände im Tosbeckenanschluss zu nivellieren. In den vorhandenen Tiefpunkten konzentrierte sich nun der Abfluss bei Hochwasser, was eine ausgeprägte Querströmung zur Folge hatte. Diese verursachte eine Spiralströmung, die bekanntermaßen sehr erosionsaggressiv ist. Das Problem konnte durch Herstellen einer ebenen Wadi-Sohle hinter dem Tosbecken und durch eine zusätzliche Versteinung gelöst werden. Dieser Fall zeigt wiederum, dass unsere bisherigen Erfahrungshorizonte bei Wasserbauten im Ausland auf die dortigen Randbedingungen – wie eine 1300 m lange Hochwasserentlastung mit Tosbecken – zu erweitern sind.

Abb. 9.16 Erosionsschäden unterhalb des Tosbeckens nach einem Hochwasserereignis

464

9

Wasserbau im Ausland

1100 m - 0,40

Auflandung

- 0,30

- 0,40 - 0,50

- 1,50

Auflandung

Erosion

- 0,50

Ende des Tosbeckens

Erosion

Endschwelle - 1,00

75 m

Querschnitt 2+900

Abb. 9.17 Kolkuntersuchungen hinter dem Tosbecken

9.2.4

Untergrundabdichtung mit einem „slurry trench“

Erstmals auf der arabischen Halbinsel wurde die Untergrundabdichtung mit einem sogenannten slurry trench ausgeführt. Diese Bauweise ist anwendbar, wenn die hydraulische Belastung der Untergrundabdichtung begrenzt (hydraulischer Gradient i <5) und nur kurzzeitig zu erwarten ist. Dies war beim vorliegenden Absperrbauwerk der Fall. Zudem konnte davon ausgegangen werden, dass infolge der beim ersten Einstau mitgeführten Feinteile der Boden vor der Talsperre zusedimentiert und damit zusätzlich ein natürlicher Dichtungsteppich von mehr als einem Meter entstehen würde. Bei einem maximalen Wasserspiegelunterschied von 6,50 m wurde die notwendige Dicke des slurry trench mit 80 cm festgelegt. Der Schlitz wurde mit einem Tieflöffelbagger unter gleichzeitiger Zugabe einer Bentonit-Zement-Suspension, die zunächst als Stützflüssigkeit wirkte, bis zu einer maximalen Tiefe von 3,50 m unter Gelände ausgehoben und das Aushubgut seitlich gelagert. Bei der Suspension wurden einem Kubikmeter Wasser zunächst 60 kg Bentonit zugegeben und mit einem Hochturbulenzmischer aufgeschlossen. Anschließend erfolgte die Zugabe von 40 kg Zement. Hatte der Aushub auf eine Länge von etwa 100 m die erforderliche Tiefe erreicht, wurde das Aushubmaterial mit dem Schaufellader durchmischt und

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

465

wieder in den mit der Suspension gefüllten Schlitz geschoben (Abb. 9.18). Diese sehr preiswerte Abdichtungsmethode (mixed in place) hat den Anforderungen voll entsprochen; es wurden beim ersten Einstau keinerlei Unterläufigkeiten beobachtet. 9.2.5

Kerndichtung als Erdbetonwand

Die Innendichtung des Dammkerns wurde aus Erdbeton hergestellt. Die Bilderreihe in Abb. 9.20 zeigt den Einbau der 60 cm breiten Kerndichtung. Nach jeweils einem Höhenmeter Dammschüttung wurde ein Graben ausgehoben und damit die untere Lage der Kerndichtung freigelegt und mit Druckluft gereinigt. Um einen guten Verbund mit dem neuen Dichtungselement herzustellen, wurde die bestehende untere Dichtungswand gewässert. Anschließend wurde der Graben mit Erdbeton verfüllt.

Abb. 9.18 Aushub und Verfüllung des slurry trench mit dem Aushubmaterial, vermischt mit der Suspension [9.8]

466

9

Wasserbau im Ausland

c sandiger Kies (0,06 - 50 mm) d Steinabdeckung e Steimwurf Nr. 1 f Steinwurf Nr. 2 g Fußfilter h Untergrundabdichtung i Erdbetonkerndichtung (0/8 mm) (slurry trench) Abb. 9.19 Ausgeführter Dammquerschnitt [9.8]

Bei der Verwendung dieser für den Oman völlig neuartigen Bentonit-ZementMischungen wurden wesentliche, wichtige Erfahrungen gemacht. Bei Tagestemperaturen von über 50 oC auf der Baustelle waren die in Deutschland gebräuchlichen Mischungen nicht mehr pumpfähig und somit nicht verarbeitbar. Auch versagten die Mischanlagen. Daher wurde für die Herstellung z. B. des Erdbetons für die Kerndichtung des Dammes ein Vorgehen gewählt, das den speziellen Randbedingungen genügte. Der angepasste Mischvorgang ist wie folgt zu beschreiben (vgl. Tabelle 9.1):

– Aufbereitung von 18 kg Bentonit mit einem Hochturbulenzmischer in 400 Liter Wasser, – Zumischen von 70 kg Zement und anschließend 27 kg Bentonit. Bei der Zugabe der für die Dichtigkeit benötigten Menge an Bentonit von 35 kg auf 450 Liter Wasser ergaben sich wegen der Temperatur von 40 - 50 °C Schwierigkeiten in der weiteren Verarbeitung der Mischung, – Umpumpen der Bentonit- Zement-Suspension in einen Zwangsmischer, – Zugabe von 1450 kg Zuschlägen der Körnung 0/8 mm, – Abgabe in Transportmischer und Fahrt zur Einbaustelle.

9.2 Talsperren zur Grundwasseranreicherung im Sultanat von Oman

Aushub eines 1,0 m tiefen Grabens im Kern

Reinigung der letzten Lage des Kerns mit Druckluft

Wässern der letzten Lage des Kerns

Einbringen des Erdbetons

Abb. 9.20 Einbau des Erdbetons im Dammkern [9.8]

467

468

9

Wasserbau im Ausland

Tabelle 9.1 Mischungsverhältnis für den slurry trench und den Erdbetonkern slurry trench

Erdbetonkern

Bentonit

60 kg

18 kg + 27 kg

Zement

40 kg

70 kg

Wasser

1000 Liter

400 Liter

Zuschläge

„mixed in place“

1450 kg (0 - 8 mm)

-7

-8

-9

Durchlässigkeit

10 m/s

10 m/s - 10 m/s

Dichte

ca. 2 t/m

hydraulischer Gradient - zulässig - vorhanden

50 max. 12

100 max. 10

Dicke

0,8 m

0,6 m

3

> 2 t/m

3

9.3 BOT- Projekt der Talsperre Birecik am Euphrat Die türkische Regierung hat zur wirtschaftlichen Entwicklung von Südostanatolien unter anderem Talsperren zur Speicherung von Wasser für Bewässerungsanlagen und zur Erzeugung von elektrischer Energie im Einzugsbereich der Flüsse Euphrat und Tigris gebaut und weitere geplant. Eine der in letzter Zeit verwirklichten Maßnahmen ist die Talsperre Birecik am Euphrat, kurz vor der syrischen Grenze (Abb. 9.21). Im folgenden Abschnitt werden einige Besonderheiten beim Bau dieser Talsperre erläutert.

Abb. 9.21 Lage des Birecik Dammes am Euphrat

9.3 BOT- Projekt der Talsperre Birecik am Euphrat

469

Alle Firmen, die in das Birecik-Projekt eingebunden waren, schlossen sich zu einer privaten Gesellschaft mit Namen TEAS (Turkish Electric Power Supply Company) zusammen, um die Talsperre mit der Wasserkraftanlage zu planen, zu finanzieren und die ersten 15 Jahre zu betreiben. Nach dieser Zeit wird die Anlage an die türkische Regierung übergeben. Es handelt sich hierbei also um ein sogenanntes BOT-Projekt (Build, Operate, Transfer). Der Entwurf der Anlage stellte vor allem wegen des zu beachtenden Erdbebenrisikos im Hinblick auf die mögliche Verflüssigung der alluvialen Auffüllungen unter der Dammaufstandfläche auf der rechten Flussseite ein technisch-wirtschaftliches Problem dar. Während die Vertreter der türkischen Regierung maximale Sicherheiten verlangten, war durch die privaten Investoren daneben auch ein starkes ökonomisches Element in allen Planungs- und Ausführungsschritten der Baumaßnahme vorhanden. Das Ergebnis von umfangreichen Untersuchungen war, dass der Boden weitgehend belassen werden konnte, da nach Abwägung der Risiken die Standsicherheit im Lastfall MCE (Maximum Credible Earthquake*) gerade noch vorhanden sein würde. Wie in Abb. 9.23 zu erkennen ist, lagen die kiesigen Sande deutlich außerhalb eines zur Verflüssigung neigenden Bodens. Das sogenannte slope wash material wurde nicht durchgehend sondern nur in Tiefen über 10 m angetroffen. Damit konnte eine technisch und wirtschaftlich vertretbare Lösung gefunden werden (Abb. 9.22).

Abb. 9.22 Dammquerschnitt mit Untergrundprofil

*

Bei der Abschätzung der größten Bauwerksbeschleunigungen bei Erdbeben, wird in diesem Lastfall das sogenannte denkbar größte Erdbeben (= Sicherheitserdbeben) angenommen. Die Auftretenswahrscheinlichkeit dieses MCE-Erdbebens beträgt etwa 10-4.

470

9

Wasserbau im Ausland

Abb. 9.23 Kornverteilung der alluvialen Ablagerungen unter der Dammaufstandsfläche

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia Der Staatshaushalt von Kenia wird zu einem bedeutenden Teil vom Tourismus finanziert. Für diese Einnahmequelle, aber auch für die einheimische Bevölkerung, ist eine einwandfreie und verlässliche Versorgung mit Trinkwasser eine unentbehrliche Voraussetzung für die weitere Entwicklung dieses Landes. Wie viele Megastädte weltweit, so wächst auch die Hauptstadt Kenias, Nairobi, mit einer Wachstumsrate von über 5 % sehr schnell und zählt heute annähernd drei Millionen Einwohner. Durch den Bau der Trinkwassertalsperre 60 km nordöstlich von Nairobi am Thika-Fluss werden die Einwohner und Hotels der Stadt mit täglich 350.000 m³Trinkwasser versorgt. Der Thika-Damm hat einen nutzbaren Speicherinhalt von 70 Mio. m³. Bei dem Absperrbauwerk handelt es sich um einen Erdschüttdamm mit einer Kerndichtung von 65 m Höhe und einer Kronenlänge von 460 m. Im Lageplan (Abb. 9.24) sind die einzelnen Bauwerke dargestellt.

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

471

Abb. 9.24 Lageplan der Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia [9.9]

9.4.1

Hochwasserentlastung

Die Hochwasserentlastung stellt aus mehreren Gründen eine Besonderheit dar:

– Da langjährige Beobachtungen des Abflusses am Thika-Fluss fehlten, war die Bestimmung des Hochwassers mit großen Risiken behaftet. Fehleinschätzungen beim Bemessungshochwasser oder auch Veränderungen im Einzugsgebiet – wie beispielsweise Abholzungen – können zu einem deutlich größeren Hochwasserereignis als dem angenommenen Bemessungshochwasser führen, – die auf der linken Talseite angeordnete Einlauftulpe ist aus hydraulischen Gründen im Abfluss begrenzt. Bei Überschreiten der Bemessungsabflüsse schlägt der Stollen zu und entsprechend der Abflussformel von Torricelli nimmt die Leistungsfähigkeit des Stollens selbst bei deutlichem Anstieg des Wasserspiegels im Stauraum von mehreren Metern praktisch nicht mehr zu, – der Damm wurde aus einem tonigen Schluff (Dichtungskern) und Sand (Stützkörper) geschüttet und ist damit im Falle der Überströmung höchst gefährdet (vgl. Abb. 9.30).

472

9

Wasserbau im Ausland

Aus diesen drei Gründen wurde eine zweite Hochwasserentlastung als Einschnitt auf der linken Talseite gebaut, die einen Teil des Hochwassers in ein benachbartes Tal abführt (Abb. 9.24). Die Leistungsfähigkeit dieser Hilfsentlastung wurde so groß bemessen, dass selbst bei einem PMF (probable maximum flood) die Talsperre nicht überströmt wird. Es handelt sich hierbei um eine wirtschaftliche und auch sichere Lösung der Hochwasserentlastung. Es ist immer wieder die Aufgabe des Wasserbauingenieurs, unter Einhaltung eines vertretbaren Sicherheitsstandards wirtschaftliche Lösungen zu suchen. 9.4.2

Geologische Besonderheiten und deren Einfluss auf die Bauausführung

Die Talsperre liegt im Bereich des Afrikanischen Grabensystems, in dem in geologischen Zeiten immer wieder vulkanische Aktivitäten auftraten. Die Gesteinsformationen sind deswegen vulkanischen Ursprungs; es kann sich dabei um Lava (Phonolithe) handeln oder auch um Ablagerungen, die aus Ascheregen bestehen. Daher sind die Felsformationen immer wieder von Tuffeinlagerungen unterbrochen. Das Ende einer jeder Ablagerungsepoche ist von einer mehr oder weniger mächtigen Verwitterungszone geprägt (Latosolböden), die während der darauf folgenden Vulkanaktivität wieder von Lava oder Tuff überdeckt wurde. Auf der Baustelle wurden sechs Perioden von ausgeprägter Vulkantätigkeit festgestellt. Bedingt durch die zusätzlich vorhandenen geologischen Verwerfungen der Schichtenfolge musste man somit im Baustellenbereich mit Fels der Klassifizierung RG I (rock grade I, Druckfestigkeit qu > 25 MPa) bis RG VI (qu = 0 MPa), also Lockerboden, rechnen (Tabelle 9.2).

Tabelle 9.2 Klassifizierung der Druckfestigkeiten beim Bau des Thika Dams Rock Grade

[MPa]

I

> 25

II

10 - 25

III

3 - 10

IV

1-3

V

<1

VI

0

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

473

Einfluss der Geologie auf den Stollenvortrieb Insgesamt waren 5 km Stollen mit einem Durchmesser von 7 m herzustellen, um das Rohwasser vom Entnahmeturm zur Aufbereitungsanlage im freien Gefälle zu transportieren. Für die Kalkulation und Arbeitsvorbereitung waren nur wenige Bohrungen im Gebirge durchgeführt worden, die in der Stollentrasse auf Festigkeiten zwischen 10 und 25 MPa schließen ließen. In dieser Geologie war keine Auskleidung vorgesehen und man konnte mit einem Stollenvortrieb von 20 m pro Arbeitstag rechnen. Tatsächlich fand man jedoch auf über ein Drittel der Stollenlänge Fels mit der Klassifikation RG IV bis stellenweise RG VI vor, was zu erheblichen Verzögerungen im Vortrieb (Vollausbruch) und zu deutlichen Mehrkosten bei der Stollensicherung und dem Ausbau führte (Abb. 9.25).

Abb. 9.25 Ausbauquerschnitte für RG II und RG V am Thika Dam

Einfluss der Geologie auf die Untergrundabdichtung In Abb. 9.26 ist beispielhaft die wechselnde Geologie der rechten Dammflanke dargestellt. Als Untergrundabdichtung war eine bis in 35 m Tiefe reichende Dichtungswand aus sich überschneidenden Jet-Grouting-Säulen (Stärke mindestens 60 cm) mit einer nachfolgenden bis in 70 m Tiefe reichenden einreihigen Zementinjektion geplant. Obwohl der Unternehmer große Vorbehalte hinsichtlich der Dichtigkeit der Jet-Grouting-Säulen anmeldete, wurde die Abdichtung der ersten 20 m – die bekanntlich hinsichtlich Unterströmung der Talsperre von entscheidender Bedeutung auf die Standsicherheit sind – mit Hilfe der Hochdruckinjektion ausgeführt.

474

9

Wasserbau im Ausland

Im Hinblick auf den erforderlichen Abstand der Bohrungen, der von der Ziehgeschwindigkeit des Injektionskopfes, des angewendeten Druckes und der Düsenöffnung aber auch entscheidend von der Geologie abhängt, wurde eine größerer Versuch vor Beginn der Arbeiten durchgeführt. Abb. 9.27 zeigt einen Querschnitt durch die Jet-Säulen in fünf Meter Tiefe, wobei man sich hier noch im Lockerboden (rock grade V-VI) befindet. Bei einer Jet-Energie von 20 MJ/m war ein Säulendurchmesser durchgehend von 120 cm erreichbar. Allerdings verringerte sich dieser deutlich in 10 m Tiefe im Übergangsbereich vom Lockerboden zum verwitterten Fels (rock grade IV) auf 80 cm. Insgesamt war unabhängig von der Felsklassifikation auch eine Abnahme des Säulendurchmessers bei konstanter Energie mit zunehmender Tiefe deutlich zu beobachten. Für die Bauausführung wurde der Abstand der Säulen auf 80 cm festgelegt; der Injektionsdruck betrug 500 bar; die daraus resultierende Ziehgeschwindigkeit des Triple-Verfahrens (Lösen des Bodens/Fels mit Wasserstrahl bei 500 bar Druck und Vermischen des gelösten Untergrundes mit Zementsuspension W/Z = 2 bei 30 bar Druck) betrug etwa 25 cm/min. Der durch die Jet-Säulen erzeugte Dichtungsschleier wurde kontinuierlich durch Schrägbohrungen bis zur Endteufe überprüft. Bei der in Abb. 9.28 dargestellten Kontrollbohrung ergab sich bei den Wasserauffüllversuchen eine Durchlässigkeit im Dichtungsschirm von k <10 -8 m/s. Die Wertigkeit dieser Aussage sollen im Folgenden der tatsächlich in 30 m Tiefe vorgefundenen Dichtungswand gegenübergestellt werden. 9.4.3

Ausführungskontrolle beim Stollenvortrieb

Für die Hochwasserentlastung wurde ein Stollen mit sieben Meter Durchmesser vorgetrieben, der die Dichtungsebene der Jet-Grouting-Dichtwand in der Dammachse durchschnitt (Abb. 9.28). Damit ergab sich die wohl einmalige Gelegenheit, die Maßhaltigkeit und vor allem Dicke der Jet-GroutingSäulen im Bereich der Endteufe von 35 m zu überprüfen. Abb. 9.28 zeigt den dazu gehörigen Querschnitt des Dammes in der Achse der Hochwasserentlastung mit der Lage der Dichtungswand. Aus Abb. 9.29 können die geplanten und die tatsächlich vorgefundenen Säulendurchmesser in 35 m Tiefe mit der zugehörigen Fotografie in diesem Tunnelabschnitt entnommen werden.

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

2041

475

2040

2000

Jet grouting

Injection grouting

2. GW-Spiegel

Durchlässigkeit 1950 rock grade > 10 Lg VI V < 10 Lg IV III < 1 Lg II/I 1910 0+300

0+350

0+400

0+450

Abb. 9.26 Geologischer Längsschnitt der rechten Talflanke des Thika Dams

Jet-Energie [ MJ / m ] = p⋅q / vz

20 MJ / m = 6 kWh (P = 110 kW)

[ MJ / m ] 40 30 20 10 0

[ cm ]

Standard-Triple-Jet 80 80

80 60 60

Prejetting 60 120 120

13,00 m Abb. 9.27 Schnitt durch die Jet-Grouting Säulen in fünf Meter Tiefe

100 50 0 50 100

476

9

Wasserbau im Ausland

Abb. 9.28 Längsschnitt durch die Hochwasserentlastung

Foto des Dichtungsschirms

geplante Anordnung der Säulen tatsächlich vorgefundene Dichtungswand

Abb. 9.29 Vergleich der geplanten und tatsächlich vorgefundenen Dichtungswand im Bereich des Stollens der Hochwasserentlastung

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

477

Aus diesen Messungen und Beobachtungen der Dichtungswand in 30 bis 35 m Tiefe können folgende Schlussfolgerungen gezogen werden:

– Die Bohrlochabweichungen fanden nur in der Dammachse statt und betrugen etwa 1 bis 3 % der Bohrlochtiefe, – der Säulendurchmesser betrug, falls überhaupt vorhanden, nur noch 20 bis 30 cm, – in 12 m Tiefe wurden im Versuch bei vergleichbaren Boden / Felsverhältnissen noch 80 cm gemessen, – die Sekundärbohrungen verliefen teilweise in die Primärbohrungen; dadurch ergaben sich in der Dichtungswand bis zu 2 m breite Fenster, – nach der Kontrollbohrung war aber im gesamten Bereich der Dichtungswand die Durchlässigkeit k <10 -8 m/s. Es ist also empfehlenswert, sich über den erzielbaren Säulendurchmesser nicht nur oberflächlich, sondern auch bis in größere Tiefen durch Kontrollbohrungen zu vergewissern. 9.4.4

Messergebnisse beim Einstau

Wie Abb. 9.30 zeigt, wurde der luftseitige Stützkörper des Dammes auf einem Flächenfilter gegründet; am Dammfuß sind Entlastungsbrunnen angeordnet. Das Sickerwasser im Flächenfilter wurde gemessen. Beim Einstau zeigte sich ab einer Stauhöhe von etwa 2010 m über NN eine starke Zunahme der Sickerwassermenge von 10 l/s auf 20 l/s. Nach Erreichen des Vollstaus blieb die Sickerwassermenge von 20 l/s jedoch praktisch konstant. Entsprechend den Durchlässigkeitsversuchen vor und während des Baues kann man von einer mittleren Durchlässigkeit des Untergrundes von 10-6 m/s ausgehen. Daraus errechnet sich bei Vollstau eine Sickerwassermenge von etwa 20 l/s. Auf Basis dieser überschlägigen Betrachtung kann der Schluss gezogen werden, dass die Dichtungswand weitgehend unwirksam blieb, was aufgrund der gefundenen Fenster auch nicht überraschte. Es erhebt sich natürlich die Frage, ob diese Untergrundabdichtung bei den vorhandenen Untergrundverhältnissen überhaupt und wenn ja, in dem durchgeführten Ausmaß notwendig gewesen war. Da Untergrundabdichtungen mitunter etwa ein Drittel der Baukosten bei Talsperren ausmachen, kommt dem technischen und auch wirtschaftlich verantwortlich optimierten Entwurf dieser Teilbaumaßnahme eine entscheidende Bedeutung zu. Nur erfahrene Ingenieure können hier in enger Zusammenarbeit mit Geologen, die Gebietskenntnisse aufweisen, eine optimale Lösung finden.

478

9

Wasserbau im Ausland

Abb. 9.30 Dammquerschnitt des Thika Dam

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

9.4.5

479

Besonderheiten beim Herstellen des Injektionsschleiers

Wie bereits geschildert, sind in dem Bereich der Talsperre bis in 100 m Tiefe sechs geologische Schichtungen erschlossen, die ihren Ursprung in der Vulkantätigkeit der Vergangenheit haben. Die primären Injektionsbohrungen für den einreihigen Dichtungsschleier wurden im Abstand von 6,40 m abgeteuft, wobei der Abstand durch Sekundärbohrungen auf 3,20 m und wenn notwendig durch Tertiär- und Quartärbohrungen bis auf 0,80 m reduziert wurde, um das Injektionsziel von weniger als 5 Lugeon zu erreichen. Die ständig wechselnde Geologie – Fels zwischen RG I bis V – verursachte bei Bohrtiefen von über 60 m Bohrlochabweichungen von über 7 % der Bohrtiefe. Weiterhin quollen die Tonschichten während der Injektion der tiefer liegenden Injektionsabschnitte von etwa 5 m Länge so weit, dass die Injektionspacker nicht mehr gezogen werden konnten und verloren gingen. Daraufhin musste in weiten Bereichen die Injektion von „oben nach unten“ ausgeführt werden, was zusätzliche Bohrgeräte erforderlich machte, um den Terminplan einigermaßen einhalten zu können. Der geringe Bohrlochabstand resultierte aus der – aus der Sicht der Verfasser völlig überholten – Auffassung, die Injektion mit möglichst geringen Druck (p = 0,2 mal Überlagerungsgewicht) auszuführen. Damit sollen Hebungen des Geländes vermieden werden. Der Injektionsdruck nimmt jedoch in der zu verfüllenden Kluft bei einer stabilen Mischung wegen der dort vorhanden Kohäsion mit zunehmendem Abstand vom Bohrloch exponentiell ab. Man kann davon ausgehen, dass in der Fläche – wenn überhaupt – nur etwa ein Drittel des Druckes im Bohrloch wirken. Damit kann schon in der obersten Verpressstrecke ein Druck von etwa 5 bar angewendet werden. Die nachfolgende Abbildung vermittelt einen Eindruck von den schwierigen Randbedingungen auf der Baustelle während der Arbeiten zur Untergrundabdichtung. Sowohl die Geräte für das Jet-Grouting als auch die Bohrgeräte für die Injektion mussten auf einer Plattform montiert werden, die auf Schienen und Winschen tal- und bergwärts bewegt wurden (Abb. 9.31).

480

9

Wasserbau im Ausland

Abb. 9.31 Jet Grouting und Injektion auf der linken Talflanke (Plattform auf Schienen)

9.4 Trinkwassertalsperre Thika Dam in Kenia

9.4.6

481

Besonderheiten bei der Dammschüttung

Der Dammquerschnitt ist aus Abb. 9.30 zu ersehen. Danach sollte der Dichtungskern aus einem stark verwitterten Tuffstein (Latosol) mit einer Durchlässigkeit k <10 -8 m/s geschüttet werden. Die Stützkörper waren aus weniger verwittertem Tuffstein mit einer Kornverteilung, die einem schwach kiesigen, schluffigen Sand entsprochen hätte, geplant. Wie aus Abb. 9.30 oben zu erkennen ist, konnten die Vorgaben des Entwurfes hinsichtlich der Kornverteilung nicht eingehalten werden, da das vorgesehene Stützkörpermaterial nicht im notwendigen Umfang gefunden wurde. Leider waren die Voruntersuchungen hinsichtlich des für die Dammzonen erforderlichen Materialvolumens mangelhaft. Beschränkungen bei Voruntersuchungen hinsichtlich Zeit und Geld müssen oft während der Bauausführung durch Nachforderungen des Unternehmers und Bauzeitverlängerung teuer bezahlt werden. Die Konstruktion mündete schließlich in einem Einheitsdamm, dessen Durchsickerung durch einen Kaminfilter unterbunden werden musste. Diese Verhinderung der Durchsickerung war auch aus Standsicherheitsgründen unabdingbar. Die Proctordichte des Schüttmaterials lag zwischen 1,1 und 1,2 t/m³; dieser geringe Wert war in der ge ologischen Herkunft (verwitterter Tuff) begründet. Sollte der luftseitige Stützkörper unter Auftrieb kommen, wäre die Standsicherheit des Dammes nicht mehr gewährleistet gewesen. Der natürliche Wassergehalt des Latosols betrug etwa 70 %; der optimale Wassergehalt nach der Proctorkurve ergab sich zu 44 %. Eine Wassergehaltsreduktion dieses Umfanges war bautechnisch nicht durchführbar. Genauere Untersuchungen ergaben, dass ein großer Teil des Wassers chemisch gebunden war und damit durch eine natürliche Trocknung wie Lüftung nicht reduziert werden konnte. Daher musste man für die Bauausführung einen Wassergehalt zulassen, der 5 bis 10 % über dem optimalen Wassergehalt lag. Dies stellte wiederum die Verdichtung des Bodens vor große Probleme. Gummiradwalzen mit 40 Tonnen Gewicht standen nicht zur Verfügung. Bei einer Einbauhöhe von 30 cm (verdichtet) konnte bei Verdichtungsversuchen mit speziell geformter Oberfläche einer Stampffuß-Vibrations-Walze die notwendige Proctordichte von mehr als 98 % erreicht werden. Ein weiteres Problem stellte der hohe Porenwasserüberdruck dar, der sich bei der Dammschüttung einstellte und die Stabilität gefährdete. Durch horizontale Sandschichten, die mit Dränagebohrungen mit einem Durchmesser von 150 mm an den Flächenfilter in der Dammaufstandsfläche angebunden wurden, konnte die erforderliche Reduzierung des Porenwasserüberdruckes während der Dammschüttung erreicht werden. Zusätzliche Schwierigkeiten bereitete die Bemessung des Kaminfilters. Wie aus der entsprechenden Abb. 9.30 der Einhüllenden der Kornverteilung des Dichtungskernes zu entnehmen ist, widerspricht die Kornverteilung des Ka-

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9

Wasserbau im Ausland

minfilters jeglicher Filterregel. Da jedoch infolge der Kohäsion zusammen mit dem geringen hydraulischen Gradienten von 5 größere Erosionen nicht zu befürchten waren, lag das Schwergewicht der Konstruktion des Filters auf seiner hydraulischen Wirkung als Dränage. Durch seine Dicke von 1,50 m kann sich auch mit der Zeit ein natürlicher Übergang vom Kern zum Filter einstellen, sollten einzelne Bodenteilchen aus dem Kernmaterial in den Filter eingespült werden. Der Verlauf der Sickerlinie, der mit Hilfe von Piezometern gemessen und kontrolliert wird, lässt auf eine gute Dichtungswirkung des Dammkerns schließen. Trotz der Mängel bei der Untergrundabdichtung kann anhand der Messergebnisse davon ausgegangen werden, dass die Abdichtungsmaßnahmen ausreichend sind, auch wenn der Beobachtungszeitraum für eine endgültige Beurteilung noch zu kurz ist.

9.5 Literatur 9.1 9.2 9.3

9.4 9.5 9.6 9.7 9.8 9.9

Guba I.: Oman, Wunderland der Geologie. Sultan Qaboos University Press and Publishing Section, 2002 Haimerl G.: Groundwater Recharge in Wadi Channels Downstream of Dams - Efficiency and Management Strategies. Bericht Nr. 99 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2004 Haimerl G., Zunic F., Strobl Th.: An Infiltration Test to Evaluate the Efficiency of Groundwater Recharge Dams in Arid Countries. International Conference on Water Resources Management in Arid Regions. 23 - 27 March 2002, Kuwait. Published in: Surface Water Hydrology, Volume 1, Swets &Zeitlinger, A. A. Balkema Publishers, pp 313 - 322, 2002 Jurecka R. and Petter R.: Direcic Dam on the Euphrates River – BOT Project in Turkey. In: Dam Engineering in Kenya, Nigeria, Oman and Turkey. STRABAG Technical Reports, Brochure 52, pp 79 - 85, 1997 Meyer G., Pütz R. und Thimm A. (Hrsg.): Wasserkonflikte in der Dritten Welt. Veröffentlichungen des Interdisziplinären Arbeitskreises Dritte Welt, Band 15, Johannes Gutenberg Universität Mainz, 2002 Strobl Th. and Frohnauer R.: Thika Dam, Kenya – Dam Construction near the African Rift Valley. In: Dam Engineering in Kenya, Nigeria, Oman and Turkey. STRABAG Technical Reports, Brochure 52, pp 7 - 26, 1997 Strobl Th. and Schmid, R.: Muscat Dam, Oman – Flood Alleviation for the Sultanate’s Capital. In: Dam Engineering in Kenya, Nigeria, Oman and Turkey. STRABAG Technical Reports, Brochure 52, pp 43 - 53, 1997 Strobl Th. and Schmid, R.: Wadi Hawasinah Dam, Oman – Groundwater Recharge Dam to Stop Salt Water Intrusion. In: Dam Engineering in Kenya, Nigeria, Oman and Turkey. STRABAG Technical Reports, Brochure 52, pp 67 - 78, 1997 Strobl Th. und Zimmermann J.: Der Bau der Thika-Talsperre in Kenia – eine technische und baubetriebliche Herausforderung. Wasserwirtschaft, 85. Jahrgang Nr. 7/8, S. 344 - 350, 1995

9.5 Literatur 9.10

9.11

483

Zunic F.: Zukunftsfähige Wasserwirtschaft in ariden Gebieten. In: Festschrift 75 Jahre Oskar von Miller-Institut 1926 - 2001, Bericht Nr. 91 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, S. 89 - 98, 2001 Zunic F., Strobl Th., Haimerl G.: Infiltration Tests to Enhance the Efficiency of Groundwater Recharge Dams. Oman International Conference on the Development and Management of Water Conveyance Systems, 18 - 20 May 2002, Muscat, Sultanate of Oman, 2002

10

Sanierung und Modernisierung

Wasserbauliche Anlagen haben in der Regel eine lange Lebenszeit. Zahlreiche Talsperren sind heute an die hundert Jahre alt, entsprechen im Wesentlichen der ursprünglichen Konstruktion und erfüllen immer noch ihre ihnen zugedachten Aufgaben. Dies mahnt zu Respekt und Achtung vor den technischen Leistungen der Wasserbauingenieure früherer Zeiten. Auch viele Wehranlagen und Wasserkraftwerke sowie Schleusen, Hebewerke und Schifffahrtskanäle haben mittlerweile ein hohes Alter von 80 Jahren und mehr erreicht. Zwar werden bei allen wasserbaulichen Anlagen regelmäßig notwendige Instandsetzungsmaßnahmen durchgeführt, dennoch zeigen sich bei einem hohen Alter der Bauwerke in der Regel erste Anzeichen für eine notwendige Generalsanierung, Modernisierung oder Nachrüstung. Doch auch bei Anlagen, die erst wenige Jahrzehnte alt sind, kann eine Modernisierung ratsam sein: Neue Entwicklungen im Stahlwasserbau, im Maschinenbau und auch in der Steuerungs- und Regelungstechnik können eine Anpassung der bestehenden Anlagen an die neuen Möglichkeiten des Betriebes und des Unterhaltes empfehlen. Nicht selten lassen sich Effizienz und Zuverlässigkeit der Anlagen durch Anpassungsmaßnahmen deutlich steigern. Die Ausstattung von Wasserkraftanlagen der ersten Generation mit neuen Turbinen und Generatoren führt beispielsweise zu einer Steigerung des Wirkungsgrades von etwa 70 % auf rund 90 % und damit zu einer entsprechend höheren Leistung und Energieausbeute. Durch Anpassungsmaßnahmen können häufig auch die neuen, erhöhten Ansprüche an Hochwasserschutz (höhere Bemessungsabflüsse), Naturschutz (z. B. ökologische Durchgängigkeit von Fließgewässern) und Umweltverträglichkeit erfüllt werden. In Europa gehört die Modernisierung von Wasserbauten mittlerweile zu den vorrangigen Aufgaben des konstruktiven Wasserbaus. Je nach Umfang der Anpassungs- und Umbaumaßnahmen kann eine Sanierung einem Neubau der Anlage nahe kommen. Hier ist der Bauingenieur aufgefordert, die bestehende Bausubstanz gründlich zu erkunden, brauchbare Elemente in das Sanierungskonzept zu übernehmen und nur Teile neu zu entwerfen, bei denen ein Neubau wirtschaftlicher ist als der Erhalt oder Umbau der vorhandenen Anlagenteile. Neben der Analyse der Bausubstanz ist die genaue Überprüfung der bodenmechanischen, hydraulischen und auch hydrologischen Grundlagen von Bedeutung. Ebenso sind die aktuellen und künftigen betrieblichen Vorausset-

486

10

Sanierung und Modernisierung

zungen und die Nutzungsperspektiven für die nächsten Jahrzehnte zu berücksichtigen; immerhin ist davon auszugehen, dass eine gründlich modernisierte Anlage wieder ein halbes Jahrhundert ihren wasserwirtschaftlichen Zweck erfüllen soll und wird. An Hand von erfolgreich durchgeführten Sanierungs- und Modernisierungsmaßnahmen der jüngeren Vergangenheit werden in diesem Kapitel wichtige und gebräuchliche bautechnische und anlagentechnische Konzepte vorgestellt. Hierzu gehört die Sanierung von Betonteilen an Wehren, Wehrpfeilern und Wasserkraftanlagen, die Auskleidung von bestehenden Kanälen mit Kunststoffdichtungsbahnen, Maßnahmen im Hinblick auf die Erfüllung von Mindestwasserauflagen, Maßnahmen zur ökologischen Durchgängigkeit und die Erneuerung von alten Maschinensätzen in Wasserkraftanlagen. Weitere Beispiele für bauliche und betriebliche Modernisierungsmaßnahmen enthält u. a. das Merkblatt 241 „Modernisierung von Wehren“ [10.5], das Merkblatt 215 „Dichtungselemente im Wasserbau“ [10.4] und das Merkblatt „Injektionen mit hydraulischen Bindemitteln in Wasserbauwerken aus Massenbeton“ [10.6] der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V., DWA.

10.1

Aufgaben von Sanierung und Modernisierung

Die Gesamtheit aller baulichen und betrieblichen Maßnahmen, die ein Wasserbauwerk den aktuellen Aufgaben und dem Stand der Technik anpassen, werden unter dem Begriff Modernisierung zusammengefasst. Gelegentlich wird in diesem Zusammenhang auch von einer Ertüchtigung der Anlage gesprochen. Nicht gemeint sind mit diesen beiden Begriffen reine Instandhaltungsmaßnahmen, da diese im Allgemeinen keine Erneuerung von Anlagenteilen beinhalten, sondern lediglich der Bestandssicherung dienen. Zwischen den Maßnahmen der Instandhaltung und der Modernisierung liegt die Sanierung, die eine Wiederherstellung eines guten baulichen und funktionalen Zustandes meint, ohne dass eine Modernisierung im vorgenannten Sinne durchgeführt wird. Am Anfang steht die Überprüfung der Notwendigkeit von Sanierungs- oder Modernisierungsmaßnahmen. Eine periodische Analyse der Gesamtanlage und der Anlagenteile kann zur Erkennung von Mängeln oder Schäden führen, die so umfassend sind, dass punktuelle Instandsetzungsmaßnahmen nicht mehr ausreichend sind oder den Grundsätzen eines wirtschaftlichen Weiterbetriebes der Anlage nicht mehr entsprechen. In einem solchen umfassenden Sanierungsfall werden Anlagenteile erneuert, d. h. in der Regel neu gebaut oder ausgetauscht, wobei unter Umständen die alte Bausubstanz (z. B. Teile der

10.1 Aufgaben von Sanierung und Modernisierung

487

Gründung und intakte Massenbetonteile) saniert und weiter verwendet werden kann. Hinweise für den Umfang empfohlener Überprüfungen sind dem DVWK-Merkblatt 241 [10.5] zu entnehmen. 10.1.1 Erhebung von Schwachstellen Neben den allgemeinen Alterungsprozessen und materialbedingten Verschleißerscheinungen aus dem Betrieb sind Umwelteinflüsse (Rost), Klima (Frost und Eisbildung) und anthropogene Einflüsse (z. B. chemische Belastung, Verkehr) die maßgeblichen Gründe für die Entstehung von Mängeln und Schäden an wasserbaulichen Anlagen. Regelmäßige Begehungen und Untersuchungen vor Ort geben Hinweise über Ort, Art und Umfang von Schwachstellen. Daneben liefert die Analyse der aktuellen Bemessungsvorgaben und möglicherweise geänderter Randbedingungen weitere Hinweise für zu erwartende Probleme in der näheren Zukunft. Die Erfahrung des Betriebspersonals spielt bei der Einschätzung eine ganz wesentliche Rolle. Durch massiven Personalabbau in den letzten zwei Jahrzehnten hat sich diesbezüglich die Situation besorgniserregend verschlechtert. Regelmäßige Funktionsprüfungen und Messungen sind dennoch auf keinen Fall aus dem Auge zu verlieren. In der Regel sind wasserbauliche Anlagen gutmütig und mechanische und elektrische Aggregate von stabilem Charakter. Außerdem sind die hydraulischen Belastungen der Anlagen an rund 360 Tagen eines Jahres in einem gemäßigten bzw. mittleren Niveau. Kritisch sind die wenigen Tage eines Jahres mit erhöhten Belastungen oder extremen Situationen, z. B. aus Hochwasser, Frost und Eisgang. Da diese außergewöhnlichen Lastfälle nur selten auftreten, können versteckte Mängel an den Anlagen oft jahrelang latent vorliegen, ohne dass Notiz davon genommen wird. Daher ist Anlagenteilen besondere Aufmerksamkeit zu widmen, die nicht planmäßig in gewisser Regelmäßigkeit betrieben werden. Ein Beispiel sind Verschlüsse an Wehren, die nur bei großen Hochwassern komplett geöffnet werden und die anschließenden Tosbecken, die nur selten massiv beaufschlagt werden. Sinngemäß lässt sich das geschilderte Vorgehen auf andere wasserbauliche Anlagen übertragen, z. B. auf Betriebseinrichtungen und Entlastungsanlagen von Talsperren oder die Funktionsprüfung von Armaturen an Druckstollen von Wasserkraftanlagen und anderer selten beanspruchter Anlagenteile. Vor allem gilt dies auch für Messeinrichtungen. Erfahrungsgemäß fallen immer wieder gerade bei Hochwasser Pegel für Wasserstandsmessungen in Flüssen oder auch an Grundwassermessstellen aus. Wichtige Werte für Beurteilungen gehen damit verloren.

488

10

Sanierung und Modernisierung

10.1.2 Wahl der Sanierungs- und Modernisierungsmaßnahmen Anders als bei Instandhaltungsmaßnahmen und einfachen Instandsetzungsmaßnahmen sollten größere Sanierungs- und Modernisierungsmaßnahmen möglichst in einem Zuge durchgeführt werden. Bei umfangreichen Arbeiten, die einen langen Zeitraum beanspruchen, wird man die Teilaufgaben nach der Dringlichkeit entsprechend dem Schadens- und Mängelkatalog durchführen. Die Beseitigung von akuten Gefahren muss selbstverständlich durch Sofortmaßnahmen in Angriff genommen werden. Die gewählten Maßnahmen sind im Einklang mit den ursprünglichen Konstruktionsprinzipien der verbleibenden Anlagenteile zu planen. Auf die gegenseitige Verträglichkeit (z. B. Setzungen, gegenseitige hydraulische Beeinflussung) der neuen Anlagenteile mit dem bleibenden Bestand ist besonders zu achten. Hier spielen Gründungsfragen, zulässige Bodenpressung und Setzungserwartungen eine große Rolle. Grundsätzlich darf die Sicherheit gegen Gleiten, Kippen und Auftrieb nicht geringer sein als vorher. In der Regel kann durch neue Bauteile die Standsicherheit der Anlagengruppe sogar verbessert werden. Führen neue Anlagenteile zu veränderte hydraulische Bedingungen, z. B. einer verbesserten Anströmung von Pfeilern, Wangen und Wehrfeldern, kann dies mitunter nachteilig auf die bestehenden Elemente wirken (Tosbecken etc.). Hier ist meist ein Modellversuch nötig, um die neue hydraulische Interaktion zwischen altem und neuem Bauwerksblock abzuschätzen.

10.2

Betoninstandsetzung

Viele Anlagenteile von Wasserbauwerken, die als Massenbeton Anfang des vorigen Jahrhunderts errichtet wurden, weisen Hohlräume, Kiesnester, Klüfte, ungereinigte Betonierfugen und entfestigte Bereiche auf. Dies liegt an der damals angewandten, einzig bekannten Technik der Verdichtung des Frischbetons durch Stampfen. Es entstand der sogenannte Stampfbeton. Die Sanierung dieses mit einem geringen Zementanteil hergestellten Betons wird heute vielfach durch Injektion mit hydraulischen Bindemittelsuspensionen durchgeführt. Der Injektionserfolg hängt maßgeblich vom Einfluss der verschiedenen Injektionsparameter ab. Nur bei Kenntnis dieser Einflussgrößen können die Injektionsarbeiten zuverlässig geplant und durchgeführt werden. Die komplexe Hohlraumstruktur des Betons entzieht sich einer exakten wissenschaftlichen Beschreibung. Daher müssen die Betoneigenschaften indirekt durch Kennwerte an Bohrkernabschnitten, die aus dem Bauwerk zu entnehmen sind, bestimmt werden (Abb. 10.1). Aufgrund mehr oder weniger

10.2 Betoninstandsetzung

489

starker Gefügestörungen des angetroffenen Betons können in der Regel keine durchgehenden Bohrkerne entnommen werden. In den bei der Vorerkundung erstellten Bohrlöchern ist deshalb die Durchführung von Wasserabpressversuchen zur Ermittlung der Bauteildurchlässigkeit anhand eines repräsentativen Lugeon-Wertes von besonderer Wichtigkeit. Durch Forschungsarbeiten der letzten Jahre konnte ein wesentlicher Beitrag zum Thema Betonsanierung geleistet werden [10.14]. Einen zentralen Bestandteil bildeten experimentelle Untersuchungen an Probekörpern aus Laborbeton mit unterschiedlichen Versuchsabmessungen. Hierzu gehörten:

– Eindimensionale Injektionsversuche an Bohrkernen (d = 61 bis 150 mm), – Injektionsversuche an Betonblöcken (1,00 m mal 1,00 m mal 1,20 m), – Großversuche an Fundamentplatten (4,25 m mal 2,30 m mal 0,90 m). Die Versuche brachten wesentliche Erkenntnisse zur Injektionstechnik:

– Suspension: Die injizierte Suspensionen verändert ihre Eigenschaften während der Injektion in porösen Beton infolge Kolmation bzw. Tiefenfiltration durch Feststoffablagerung und im weiteren Versuchsverlauf durch Dekolmation. Wegen ihrer besseren Fähigkeit zur Verdrängung von Porenwasser sollten für eine Injektion im Beton nur ausreichend stabile Suspensionen mit einem Absetzmaß ≤ 2 % eingesetzt werden. – Injizierfähigkeit: Bei einer Rasterinjektion stehen Bereiche mit kleinen Poren erst nach Verfüllung großer, meist flächiger Hohlräume sowie ausreichender Erhärtung der in die Hohlräume injizierten Suspension und bei Gewährleistung eines ausreichend hohen Injektionsdrucks in der Größenordnung von 2 bar zur Verfügung. Die Grenze der Injizierfähigkeit konnte mit den gewählten Bindemittelsuspensionen bei einem Hohlraumgehalt (volumenbezogener Wasseraufnahmegrad) des porösen Betons von weniger als 12 % ermittelt werden. – Injektionserfolg: Nach abgeschlossener Injektion verbleiben stets isolierte Hohlräume im Betongefüge, die durch die injizierte Suspension nicht erreicht werden bzw. aus denen enthaltene Luft oder Porenwasser nicht verdrängt werden kann. Bei Verwendung von Feinstbindemittelsuspensionen sind größere Reichweiten und ein besserer Injektionserfolg zu erzielen. Durch die Injektion mit hydraulischen Bindemittelsuspensionen kann die Abdichtungswirkung wesentlich verbessert werden; Ausgangsdurchlässigkeiten von mehr als 1000 Lugeon können auf Werte im Bereich von zehn Lugeon reduziert werden. Aufgrund der auch nach der Injektion noch vorhandenen isolierten Hohlräume bereitet die Einordnung des Betons in eine höhere Betonfestigkeitsklasse jedoch Schwierigkeiten.

490

10

Sanierung und Modernisierung

Kunstharzabdichtung (hell) luft- bzw. wassergefüllte Poren suspensionsgefüllte Poren (dunkel)

d = 150 mm Abb. 10.1 Suspensionsgefüllter Porenraum eines zylindrischen Probekörpers nach der Injektion [10.14]

Die bei Baustellenversuchen erhaltenen Daten und gewonnene Erkenntnisse lassen folgende Rückschlüsse zu:

– Mögliche Ursachen für eine schlechte optische Qualität von Bohrkernen nach abgeschlossener Injektion liegen im bereits bei Herstellung bereichsweise nicht vorhandenen bzw. schlechten Verbund des Betonzuschlags mit der Mörtelmatrix, im gewählten Bohrverfahren oder in einem zu groß gewählten Bohrlochabstand, – bei einer von vornherein geringen Ausgangsdurchlässigkeit des Bauwerksbetons von bis zu 100 Lugeon ist der Einsatz von Feinstbindemittel unverzichtbar, um einen nennenswerten Injektionserfolg zu erzielen, – trotz Verbesserung der mittleren Betondruckfestigkeit durch die Injektion zeigte sich aufgrund der großen Streuungen der Einzelwerte vor und nach der Injektion die Schwierigkeit der Einordnung des Betons in eine höhere Festigkeitsklasse. Aus diesen Gründen ist die Vorgabe einer durch die Injektion zu erzielenden Mindestfestigkeit in der Ausschreibung nicht zu empfehlen.

10.2 Betoninstandsetzung

491

10.2.1 Betonsanierung bei Kavitationsschäden Der Begriff Kavitation (aus dem Lateinischen cavus = hohl) bezeichnet die lokale Verdampfung einer Flüssigkeit allein durch Druckabsenkung bei gleich bleibender Temperatur. Bei wieder ansteigendem Druck fallen die Hohlräume aus Wasserdampf schlagartig in sich zusammen (Abb. 10.2). Hierbei treten hohe örtliche Drücke und damit verbunden hohe lokale Temperaturen auf. Findet die Implosion nicht in der freien Strömung, sondern in der Nähe von festen Körpern, wie Gerinnewänden oder umströmten Körpern, wie Turbinenschaufeln und Schiffsschrauben statt, führen diese mechanischen und thermischen Einwirkungen zu einer allmählichen Zerstörung des jeweiligen Werkstoffes.

In der Nähe einer Oberfläche erzeugt die Implosion einen kleinen Flüssigkeitsstrahl (Microjet, s. Pfeil), der mehrere hundert Stundenkilometer schnell ist. Diese mechanischen und unter Umständen auch chemische Angriffe zerstören dass Material dauerhaft. Schiffsschrauben mussten früher nach einer einzigen Fahrt von Deutschland nach Australien ausgetauscht werden.

Abb. 10.2 Kavitationsblase mit Microjet in Richtung fester Oberfläche

Kavitation findet auch in Schussrinnen und Tosbecken statt. An Betonbauwerken tritt Kavitation meist dann auf, wenn sich Strömungen hoher Geschwindigkeit von der Strömungsberandung ablösen, also in Gebieten intensiver Scherströmungen. Solche kavitationsgefährdeten Zonen entwickeln sich an Pfeilerwänden, Wehrnischen, Schützunterkanten und Störkörpern von Tosbecken (Abb. 10.3). Bereits geringe Unregelmäßigkeiten in der Betonoberfläche wie Löcher, Rillen und Rauigkeiten, können Kavitationsschäden verursachen. Diese Oberflächendiskontinuitäten verursachen starke Wirbel, in deren Zentren der Druck unter den Dampfdruck absinkt.

492

10

Sanierung und Modernisierung

Abb. 10.3 Kavitation an einem Modellkörper eines Störkörpers (Kavitationstunnel der wasserbaulichen Versuchsanstalt Obernach, TU München)

Zerstörung von Beton durch Kavitationserosion Durch implodierende Kavitationsblasen können auch Betonoberflächen dynamisch zerstört werden. Die Zerstörung des Betons infolge Kavitation beginnt mit dem Ausbrechen der Zementmatrix an der Betonoberfläche und greift dann auf schwache Stellen der Betonstruktur über (Abb. 10.4). Das sind vor allem die Kontaktstellen zwischen Zementmatrix und Zuschlagskorn sowie dünne Poren und Kapillarwände. Die Zuschlagskörner werden dadurch freigelegt und herausgebrochen. Folglich können auch die tieferen Schichten allmählich zerstört werden.

10.2 Betoninstandsetzung

Unterdruck

Kavitation

Unterdruck Kavitation

Unterdruck Kavitation

493

Unterdruck Kavitation

Unterdruck Kavitation

Unterdruck Kavitation

Abb. 10.4 Oberflächenunebenheiten in Strömungsberandungen und deren mögliche Ursache für Kavitationsschäden [10.3]

Eine Möglichkeit Kavitationserosion weitgehend zu verhindern besteht darin, ein Material hoher Festigkeit zu verwenden, das an gefährdeten Stellen der Konstruktion eingebaut wird. Eine, wenn auch teure Methode, besteht in der Stahlpanzerung betroffener Bereiche. Die Kavitation kann aber auch durch die Formgebung der Strömungsberandung beeinflusst werden. Werden die Wandflächen der durchströmten Wasserbaukonstruktionen so gestaltet, dass örtlich starke Richtungsänderungen der Strömung vermieden werden, können Unterdruckbereiche weitgehend vermieden und die Entstehung von Kavitation reduziert werden. In bestimmten Fällen wird Kavitationserosion durch Luftzugabe in die kavitationsgefährdete Strömung vermindert. Durch eine sogenannte Selbstbelüftung kann Luft in die Flüssigkeit eintreten. Ist keine ausreichende Selbstbelüftung möglich, wird gelegentlich durch Zwangsbelüftung Luft in die Kavitationszone gepumpt, was die Kavitationsgefahr ebenfalls senkt. Erhöhung der Erosionsbeständigkeit des Betons Die Kavitationsfestigkeit des Betons wird sowohl von den einzelnen Ausgangsstoffen als auch von der Herstellung und Verarbeitung des Betongemisches beeinflusst. Beton mit erhöhter Kavitationsfestigkeit erfordert mindestens Zemente der Festigkeitsklassen 52,5 oder 62,5 N/mm2. Mit der Wahl geeigneter Zuschlagstoffe lässt sich der Kavitationserosionswiderstand am

494

10

Sanierung und Modernisierung

meisten beeinflussen. Das Zuschlagskorn sollte auf 20 mm begrenzt werden und eine hohe Festigkeit besitzen. Das Korngefüge muss dicht sein. Damit der durch eine gute Zusammensetzung erreichbare Kavitationserosionswiderstand des Betons in vollem Umfang wirksam wird, ist der Beton sorgfältig nachzubehandeln. Der Beton muss mindestens 7 bis 14 Tage feucht gehalten werden, um die Schwindrissgefahr durch ein zu schnelles Austrocknen zu verringern. Sanierung der Wehranlage Tacherting an der Alz Das Wehr Tacherting wurde 1920 erbaut und dient dem Aufstau der Alz zur Triebwasserausleitung. Es besitzt drei Wehrfelder, wobei das mittlere Feld mit einer Klappe, die seitlichen Felder mit Drucksegmenten ausgestattet sind (Abb. 10.5 und Abb. 10.6).

56,0 m

56,0 m

16,0 m 16,0 m

4,0 m 4,0 m

19,0 m

Drucksegment

16,0 m 16,0 m

4,0 m 4,0 m

16,0 m 16,0 m

Klappe

Drucksegment

Strahlaufreißer Strahlaufreißer

11,3 m

Erosionen bis 12 cm

Erosionsrinnen, Abrieb der Störkörper bis zu 10 cm

Erosionen bis 5 cm

Abb. 10.5 Grundriss der Wehranlage Tacherting / Alz

10.2 Betoninstandsetzung

ZZ H

0,7 m

H

495

ZZ S s

3,0 m

UW beiUWHQ 700m³/s) m3/s (HQb = = 700 B

5,3 m

Verschleißbetonschicht tiefe Erosionen

19,0 m 19,0 m

11,7 m 11,7 m 30,7 m 30,7 m

Abb. 10.6 Längsschnitt der Wehranlage Tacherting / Alz

In den Jahren 1991/92 wurde die Wehranlage komplett saniert. Während einer späteren Kanalabstellung wurde das Wehr durch Hochwasser und der damit verbundenen Kiestrift aus dem Stauraum belastet. Wie aus den Abbildungen 10.6 und 10.7 zu entnehmen ist, traten beim Wehrrücken am Übergang zum Tosbecken Abrasion und Erosion des Betons bis zu 12 cm Tiefe auf; die Bewehrung lag weitgehend frei. Zur Sanierung dieses Schadens, der auch durch die Verwendung von Kalkstein als Zuschlag für den Verschleißbeton mit verursacht wurde, boten sich folgende Möglichkeiten an:

– Abdecken mit rückverankerten Stahlplatten, Zwischenräume injiziert, – Aufbetonieren einer armierten Verschleißschicht, – Holzbohlenbelag im Tosbecken, – Störkörper: Ausstemmen, Aufbringen von Verschleißbeton mit Kantenschutz aus Stahl oder flächige Panzerung mit Stahl. Durchgeführte Sanierungsmaßnahmen

– Sanierung der Schäden am Wehrboden mit geeignetem Verschleißbeton, – Störkörper mit Stahlblech ummanteln, Zwischenräume mit Vergussmörtel verfüllen, – neuer Ausrundungsradius vor der Tosbeckenplatte. Für den Verschleißbeton wurde Beton mit folgenden Eigenschaften und Zusammensetzung verwendet:

496

10

Sanierung und Modernisierung

– Zuschlag ausschließlich aus Hartgestein, keine kalzitischen Zuschläge, damit ein hoher Prallabriebwiderstand erreicht wird, – Verwendung von Quarzsand wegen der besseren Verarbeitbarkeit, – Zementmenge und Zementart aus Gründen der Verarbeitbarkeit: 380 kg/m3 (CEM I 32,5 R), – Wasserzementwert W/Z = 0,3, damit ausreichende Festigkeit erreicht wird, – Zugabe von Stahlfasern (40 kg/m3), um eine hohe Schlagzähigkeit des Betons zu erreichen. Der Betonausbruch erfolgte nach folgenden Vorgaben:

– Entfernung des Betons bis mindestens 3 cm unter die Bewehrungsbügel, – vollständige Entfernung von entfestigten Bereichen, Bereichen mit starker Rissbildung und größeren, hoch liegenden Bereichen, – Bearbeitung der Betonausbruchfläche mit Höchstdruckwasserstrahl (Wasserdruck größer 800 bar). Untergrundvorbereitung

Das Ziel der Betonierarbeiten war ein kraftschlüssiger Verbund zwischen dem Altbeton und dem neu aufgebrachten Verschleißbeton. Zunächst wurden alle Verunreinigungen der Altbetonoberfläche entfernt. Vor dem Betonieren wurde alles Wasser in den Vertiefungen entfernt, um den Wasser-Zement-Wert nicht zu verändern. Wichtig war eine feuchte Oberfläche des Altbetons vor dem Betonieren. Die gesamte Betonausbruchfläche wurde abgeklopft, um Hohlstellen zu erkennen. Die Anschlussbewehrung wurde vor dem Betonieren sauber ausgerichtet und gesäubert. Die geforderte Betondeckung wurde überall überprüft. Betoneinbau

Beim Betoneinbau war auf eine einwandfreie Verdichtung des Frischbetons im unteren Bereich besonders zu achten. Damit sollte ein ausreichender Verbund zwischen Neu- und Altbeton sichergestellt werden. Die Verdichtung wurde so lange durchgeführt, bis keine erkennbare Setzung mehr zu beobachten war. Im Bereich der Schnittkanten und Ausbruchstufen wurde der neue Beton besonders sorgfältig eingebaut. Dennoch war ein fugenloser Oberflächenschluss nur schwierig zu erzielen. Der Betoneinbau wurde ohne Unterbrechung durchgeführt, um die Ausbildung von Arbeitsfugen zu vermeiden. Als Maßnahme zur Nachbehandlung wurde entschieden, das sanierte Wehrbauwerk frühzeitig wieder unter Wasser zu setzen.

10.3 Anpassung an geänderte Bemessungsgrößen

10.3

497

Anpassung an geänderte Bemessungsgrößen

Durch veränderte hydrologische Randbedingungen können sich die ursprünglichen Bemessungsgrößen während der Lebenszeit wasserbaulicher Anlagen als nicht mehr zutreffend erweisen. Wegen der Zunahme von großen Hochwasserabflüssen müssen die Jährlichkeiten bestimmter Abflüsse an vielen Flüssen nach unten korrigiert werden. Daraus ergeben sich höhere Ansprüche an die Leistungsfähigkeit von Entlastungsanlagen. Auch die Anpassung von Normen an verbesserte theoretische oder aus Modellversuchen gewonnene Erkenntnisse, kann zu notwendigen Änderungen an den Bauwerken führen. Viele ältere Wehre erfüllen beispielsweise nicht die 1986 eingeführte (n-1)-Bedingung beim schadlosen Abfluss von Hochwassern durch n minus 1 Wehrfelder. Allein das Anheben des Sicherheitsniveaus führt damit zu einer notwendigen Anpassung an die geänderten rechtlichen Anforderungen. Jüngst wurde die Europäische Wasserrahmenrichtlinie eingeführt (siehe Kapitel 12 „Rechtliche Aspekte“). Durch die dort formulierte Forderung einer künftig ökologisch verbesserten Gewässersituation werden in den kommenden Jahren zahlreiche bauliche Maßnahmen notwendig werden, um beispielsweise die Durchgängigkeit der gestauten Flüsse wieder herzustellen.. 10.3.1 Ertüchtigung von Wehrfeldern Durch relativ einfache Maßnahmen lassen sich die Abflusseigenschaften von Wehrfeldern verbessern. Viele alte Wehre sind mit breitkronigen Überfällen ausgestattet. Diese Bauform war kostengünstig herzustellen, allerdings verfügen die Wehre über ungünstige Überfallbeiwerte von nur etwa µ = 0,45 bis 0,57. Durch das Aufbringen eines betonierten Wehrhöckers kann der Überfallbeiwert deutlich erhöht werden, bis zu rund µ = 0,70. Zwar reduziert sich durch den Einbau die Überfallhöhe hü, dies wird jedoch durch die verbesserten Abflussbedingungen überkompensiert und das Abflussvermögen der Wehranlage wird insgesamt vergrößert (Abb. 10.7). Diese Maßnahme eignet sich bei vielen Verschlusstypen, z. B. Druck- und Zugsegmenten, Schützen und auch Klappen. Eine Verbesserung der Abflussleistung ist zu erwarten, solange der Rückstau hRü von unterstrom kleiner als etwa 90 % der verbleibenden Überfallhöhe hü ist. Bei breitkronigen Wehren mit extremen Rückstauverhältnissen kann das Aufbringen eines Höckers allerdings nachteilig sein, da breitkronige Wehre weniger anfällig sind für Rückstaueinflüsse. Der Gesamteinfluss des schlechteren Rückstaueinflusses c auf den verbesserten Abflussbeiwert µ kann durch das Produkt µ* = µ ⋅ c abgeschätzt werden [10.5]. Im Beispiel unten (Abb. 10.7) bleibt im Fall des breitkronigen Wehres der µ-Beiwert erhalten (0,57). Beim rundkronigen Wehr wird der gute µBeiwert des neuen Wehrhöckers von 0,70 auf 0,67 reduziert.

498

10

Sanierung und Modernisierung

Verschluss

breitkroniges Wehr hRü/hü

rundkroniges Wehr hRü/hü

ZS UW hü neuer Wehrhöcker

UW

hRü µ∗ = 0,70 ⋅ 0,90 = 0,67 Bestand

∗

µ = 0,57 ⋅ 1,00 = 0,57

alte Wehrschwelle

Abb. 10.7 Einfluss eines nachträglich aufbetonierten Wehrhöckers [10.5]

10.3.2 Ertüchtigung von Tosbecken Ändern sich die Bemessungsabflüsse, kann dies Auswirkungen auf die Effizienz der Energieumwandlung im Tosbecken haben. Aber auch Veränderungen der Unterwassersohle und damit des hydrostatischen Druckes vom Unterwasser können die Energieumwandlung nachteilig beeinflussen. Bei einem Absinken des Wasserspiegels infolge Sohlenerosion droht ein Abwandern der Deckwalze, ein sogenanntes Ausblasen des Wechselsprungs aus dem Tosbecken. Durch nachträglichen Einbau von Strahlteilern, Störkörpern und Bodenschwellen lässt sich die Energieumwandlung im Tosbecken wieder verbessern (Kapitel 4 „Wehre“, Abschnitt 4.3). Eine sehr wirksame Verbesserung der Abflussverhältnisse hinter einem Tosbecken wird durch Aufbetonieren einer Zahnreihe auf die Endschwelle des Tosbeckens erreicht. Bei hohen Endschwellen ab etwa 50 cm Höhe führt der Aufprall des Abflussstrahles zu unerwünschten Strömungseffekten unmittelbar hinter dem Tosbecken. Eine starke vertikale Strömungskomponente kann die Unterwassersohle so stark belasten, dass Kolke entstehen können (Abb. 10.8). Durch das Aufbringen eines Betonkeils wird die Höhe der Endschwelle reduziert und die Strömung hinter dem Becken flacher gehalten. In jedem Fall ist jedoch die Sohle hinter dem Tosbecken durch einen Kolkschutz mit Wasserbausteinen zu schützen.

10.3 Anpassung an geänderte Bemessungsgrößen

499

Prallschwelle

Betonkeil

Zahnreihe

Abb. 10.8 Verbessertes Strömungsbild durch Betonkeil und Endschwelle mit aufgesetzter Zahnreihe [10.5]

Ist die Unterwassersohle durch Erosionen bereits stark eingetieft und reichen oben genannte Maßnahmen nicht aus, so kann unter Umständen ein nachgeschaltetes kleines Tosbecken helfen (Abb. 10.9). Allerdings sind die hydraulischen Einflüsse auf das bestehende alte Tosbecken genau zu untersuchen, insbesondere, wenn das zugehörige Wehr mit Verschlüssen ausgestattet ist.

Abb. 10.9 Nachgeschaltetes zweites Tosbecken [10.5]

500

10

Sanierung und Modernisierung

10.4

Kanalauskleidung

Seit über 90 Jahren werden in Europa Ausleitungskanäle für Wasserkraftanlagen gebaut. Die meisten Kanäle wurden mit Beton ausgekleidet und haben nach Jahrzehnten Betrieb ihre anfangs hohe dichtende Wirkung teilweise verloren. Der Wasserverlust führt naturgemäß zu Einbußen in der Stromproduktion; darüber hinaus kann eine permanente Durchströmung des Untergrundes zu Problemen mit der Böschungsstabilität führen. Durch eine schwindende Betonqualität verlieren Kanäle im Laufe von Jahrzehnten auch ihre ursprünglich glatte Oberfläche. Die zunehmende Rauheit führt zu einer Verminderung des möglichen Durchflusses oder zu Verlust an Fallhöhe, wodurch Turbinen nicht mehr optimal beaufschlagt werden und infolgedessen weniger Strom produziert wird. Lange Zeit waren Sanierungen mit Hilfe neuer Auskleidungen aus Beton oder Asphaltbetondecken üblich. Wirtschaftliche Vorteile von Kunststoffdichtungsbahnen (KDB), unter anderem durch kurze Bauzeiten, haben dazu geführt, dass mittlerweile zahlreiche Kanäle mit Kunststoffdichtungsbahnen ausgekleidet wurden. Kunststoffdichtungsbahnen werden mit Stahlschienen und Dübeln bzw. Ankern auf der Tragkonstruktion (Altbeton oder Untergrund) befestigt. Bei der Ermittlung der Befestigungskräfte geht man davon aus, dass sich eine Naht zwischen zwei Ankerschienen öffnet und der volle Strömungsdruck unter der Dichtungswand wirksam wird (Abb. 10.10).

Abb. 10.10 Aufblähen der Dichtung bei Beschädigung der Folie

10.4 Kanalauskleidung

501

An vier Beispielen – allesamt Kraftwerkskanäle – mit unterschiedlichen Querschnitten wird gezeigt, wie diese neue Technik erfolgreich eingesetzt wurde. Detaillierte Informationen und weitergehende Ausführungen sind in [10.13] zu finden. Zogno, Italien Die erste Auskleidung eines Freispiegelkanals erfolgte bereits 1973. Hierbei wurde der Zogno-Kanal bei San Pellegrino in Italien mit einem PVCcomposite-liner saniert (Abb. 10.11). Dort liegt die Kunststoffdichtungsbahn an den Böschungen frei, wurde jedoch an der Sohle mit Beton überdeckt, um die Sohle mit Reinigungsmaschinen zur Sedimententfernung befahren zu können (s. Abb. 10.12). Die Auskleidung ist heute noch in einem guten Zustand und erfüllt ihre Funktion als Abdichtungssystem.

Abb. 10.11 Auskleidung des Kraftwerkskanals in Zogno, Italien

502

10

Sanierung und Modernisierung

Leiste aus rostfreiem Stahl für Anker Rechteck-Profil aus rostfreiem Stahl für Geotextil Anker bewehrte Betonlage d = 8 cm

2,40 m

DränageGeogitter 7,40 m

Abb. 10.12 Querschnitt des Kraftwerkskanals in Zogno, Italien [10.12]

Senhora do Porto, Portugal Ein 2,5 km langer Kanal in Senhora do Porto wurde im Jahre 1930 mit unbewehrten Betonplatten ausgekleidet. Diese 15 cm dicke Betonschicht wurde mit feinem Beton geglättet. Die Fließgeschwindigkeiten wechseln zwischen rund 2,0 und 2,5 m/s. Der Kanal wird ganzjährig durchflossen und wurde nur etwa ein Mal pro Jahr zur Inspektion trockengelegt. Hierbei zeigte sich im Laufe der Zeit, dass große Risse in der Auskleidung und hohe Rauheiten zu Einbußen in der Energieerzeugung führten. Der Strickler-Beiwert sank auf 55 m1/3/s. Der Kraftwerksbetreiber entschloss sich, durch eine neue Auskleidung den Wasseraustritt zu unterbinden und die Rauheit im Kanal zu verringern. Durch die Erhöhung des Strickler-Beiwerts auf rund 85 m1/3/s und eine Erhöhung der Kanalwände um 10 % sollte der mögliche Abfluss im Kanal auf 20 m3/s erhöht werden, um die Stromproduktion zu erhöhen. Der ursprüngliche Entwurf ließ nur einen Ausbauabfluss von 13 m3/s zu. Die KDB aus PVC wurde auf die bestehenden Kanalwände und die Sohle aufgeklebt (Abb. 10.13). Befestigungsschienen wurden längs am Boden, an den Seiten und oben an der Kanalwand montiert (Abb. 10.14). Eine patentierte Spannmethode wurde eingesetzt, wie man sie bei großen Staumauern bereits kannte, um eine glatte Oberfläche zu erreichen und somit die hydraulischen Randbedingungen zu verbessern.

10.4 Kanalauskleidung

503

Durch die Sanierungsmaßnahmen konnte der jährliche Ertrag aus der Stromproduktion im Mittel um 300 000 € erhöht werden. Die Investitionen für die Sanierung haben sich damit bereits nach knapp vier Jahren amortisiert [10.8].

Abb. 10.13 Auskleidung des Kraftwerkskanals in Senhora do Porto, Portugal

Leisten aus rostfreiem Stahl für Ankern KDB aus PVC 3,50 m

DränageGeogitter 4,50 m

Dränagerohr ∅ 150 mm

Abb. 10.14 Querschnitt des Kraftwerkskanals in Senhora do Porto, Portugal

504

10

Sanierung und Modernisierung

Isarkanal, Deutschland Die Sanierung eines Teilstücks des Isarkanals bei München wurde im Jahre 2000 durchgeführt (Abb. 10.15 und Abb. 10.16). Betroffen war ein 900 m langer Abschnitt des mit Beton ausgekleideten Triebwerkskanals. Bei dieser Maßnahme kam zum ersten Mal in Deutschland eine Geomembrandichtung zum Einsatz. An die Wasserdichtheit wurden besonders hohe Ansprüche gestellt. Um die Dichtheit der Auskleidung zu kontrollieren, wurde ein Messsystem auf der Basis von faseroptischer Temperaturmessung installiert (siehe hierzu Abschnitt 10.4.1). Aufgrund dieses Messsystems konnte die Dichtigkeit der Kunststoffdichtungsbahn bis zum heutigen Zeitpunkt einwandfrei nachgewiesen werden.

Abb. 10.15 Auskleidung des Kraftwerkskanals am Isarkanal, Deutschland. Kleines Bild: Verlegen der Geomembrandichtung mit Hilfe eines Kranes im Jahre 2000 [10.12]

10.4 Kanalauskleidung

galvanisierte Stahlmatten (Schutz vor Vandalismus) h:b = 1:1,4

505

Stahlleiste mit Verankerung

rostfreie U-Profile mit Befestigungsankern

PVC-Membran 8,10 m

Dränage aus Geogitter

Glasfaserkabel zur Leckageortung 11,40 m

Abb. 10.16 Auskleidung des Kraftwerkskanals am Isarkanal, Deutschland (siehe auch Abb. 10.19)

Alzkanal, Deutschland Der Alzkanal wird seit über 90 Jahren zur Energiegewinnung genutzt. Der Querschnitt des Kanals ist über weite Strecken trapezförmig. Nur im Stadtbereich von Trostberg hat er wegen der beengten Verhältnisse auf 700 m Länge eine annähernd rechteckige Form (Abb. 10.17 und Abb. 10.18). Eine Auskleidung dieses Kanalabschnittes mit einer Kunststoffdichtungsbahn war die wirtschaftlichste Alternative einer Sanierung. Die verwendete KDB besteht aus 2,5 mm starken, flexiblen Polypropylenbahnen (FPP). In weiteren 5,5 km des trapezförmigen Abschnittes wurde die rechte Kanalböschung mit einer HDPE-Kunststoffdichtungsbahn, die Sohlplatte mit Asphaltbeton abgedichtet. Die Maßnahmen konnten in nur vier Monaten durchgeführt werden. Die rasche Durchführung von Sanierungsmaßnahmen ist bei Triebwerkskanälen von entscheidender Bedeutung, wenn es um die Abwägung von möglichen Abdichtungssystemen geht. Auch bei dieser Sanierung konnte die Rauheit des Kanals deutlich verringert werden, wodurch der Wasserstand am Kraftwerkseinlauf um 20 cm angehoben werden konnte. Bei mittlerem Kraftwerkszufluss von rund 60 m3/s bedeutet dies für den Betreiber eine zusätzliche Stromproduktion von 600 000 kWh pro Jahr. Auch bei diesem Kanal wurden zur Überwachung des Abdichtungserfolges die verteilte faseroptische Temperaturmessung mittels eines Glasfaserkabels verwendet. Mit dieser Methode konnte auch ein Schadensfall genau lokalisiert werden. Während eines Hochwassers in der Alz stand der Wasserspiegel außerhalb des Kanals über dem Kanalwasserstand. Durch den undichten Beton ergab sich so ein dynamisch durch die Fließgeschwindigkeit im Kanal verstärkter Strö-

506

10

Sanierung und Modernisierung

mungsdruck auf die Auskleidung, die am Kanalende zum Versagen der Befestigung der KDB führte.

Abb. 10.17 [10.12]

Auskleidung des Kraftwerkskanals am Alzkanal, Deutschland

0,60 0,67 m

2,35 2,64 m

0,60 0,72 m

2,37 2,72 m

HDPE Carbofol Geomembrane 6,70 - 6,95 m 0,34 - 0,56 m

0,40 - 0,60 m

Abb. 10.18 Auskleidung des Kraftwerkskanals am Alzkanal, Deutschland (alle Maßangaben in Meter)

10.4 Kanalauskleidung

507

10.4.1 Faseroptische Temperaturmessung mittels Glasfaserkabel Die verteilte faseroptische Temperaturmessung ist ein innovatives Messprinzip, das sowohl für die Überwachung der Einstauphase als auch für eine Langzeitüberwachung von Wasserbauwerken geeignet ist. Dieses neue Verfahren weist bei der Überwachung von Kanalauskleidungen folgende Vorteile auf:

– Es sind linienhafte Messungen möglich; dadurch erhält man eine hohe Dichte an Informationen. Der Messpunktabstand beträgt etwa 25 - 50 cm; – Das System wird fest installiert. Dadurch sind Langzeitmessungen möglich; – Die Kabel sind alterungsbeständig und unempfindlich gegen äußere Einflüsse; – Das Glasfaskabel ist kostengünstig (ca. 2 - 4 € pro laufendem Meter). Hinzu kommen die jeweiligen ortsüblichen Einbaukosten. Damit wird die Bauwerksüberwachung sehr wirtschaftlich. Messprinzip Die faseroptische Temperaturmessung basiert auf den temperaturabhängigen optischen Eigenschaften einer Glasfaser. Wird mittels eines Lasers ein optisches Signal in eine Glasfaser geschickt, so wird an jedem Punkt der Faser ein Streulicht reflektiert. Dieses hat zwar eine sehr geringe Intensität, über eine Frequenzanalyse kann jedoch ein bestimmter Bereich des Streulichtspektrums herausgefiltert werden, welcher direkt mit der Temperatur am Messpunkt korreliert. Der Abstand des Messpunktes von der Lichtquelle wird über die Laufzeit des Lasers erhalten. Die so ermittelten Messwerte weisen eine hohe Genauigkeit von ± 0,2 °C (Temperaturgenauigkeit) und ± 0,25 m (Positionsgenauigkeit) auf [10.2]. Einsatzgebiete Die faseroptische Temperaturmessung wird im Wasserbau heute überwiegend für zwei Überwachungsaufgaben eingesetzt, zur Leckageortung bei Dichtungen, wie beispielsweise bei Triebwerkskanälen und zur Überwachung von Betontemperaturen, vornehmlich bei RCC-Staumauren (siehe Kapitel 5 „Talsperren“, Abschnitt 5.4.3). Das Prinzip der Leckageortung beruht auf dem Wärmetransport des Leckagewassers. Es kommen heute zwei Messmethoden zum Einsatz. Die Gradientenmethode und die Aufheizmethode. Während bei der Gradientenmethode die Temperatur der Kabelumgebung von der des Wassers um mehrere Grade unterschiedlich sein muss, um eine Leckage zu orten, ist dies bei der Aufheiz-

508

10

Sanierung und Modernisierung

methode nicht der Fall. Damit kommt zur Dichtigkeitskontrolle von Kunststoffdichtungsbahnen nur die Aufheizmethode zum Einsatz. Bei der Aufheizmethode [10.1] wird die Glasfaserleitung durch Anlegen einer elektrischen Spannung an einen metallischen Leiter aufgeheizt. Kommt es in einem Bereich der Dichtung zu einer Sickerströmung, wird die eingebrachte Wärme durch die Wasserströmung abtransportiert. Dadurch ergeben sich in diesem Bereich ausgeprägte Temperaturanomalien. Gegenüber der Gradientenmethode führt die Aufheizmethode zu einer deutlichen Erweiterung des Anwendungsspektrums bei der Leckageortung.

1,00 m

Glasfasern

PVC-Membran Geogitter Stahlprofil mit Befestigungsanker

Beton-Oberflächendichtung (Bestand) ca. 15 cm

Abb. 10.19 Leckageortung an einer Geokomposit-Oberflächendichtung am Isarkanal im Bereich des Strogenbauwerks (siehe auch Abb. 10.16). Kleines Bild: Beispiel für die Verlegung eines Glasfaserkabels in einer Nut im Beton

10.5

Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren

Zahlreiche Talsperren in Mitteleuropa haben mittlerweile ein recht hohes Alter erreicht. Manche von ihnen wurden Ende des 19. Jh. und Anfang des vorigen Jahrhunderts erbaut, sind heute noch in Betrieb und erfüllen nach wie vor ihre jeweilige wasserwirtschaftliche Zweckbestimmung. Einige Talsperren mussten nach dem Zweiten Weltkrieg wieder in Stand gesetzt werden, weil sie durch Bombenangriffe beschädigt waren und die Standsicherheit gefährdet war oder vermehrte Wasserdurchflüsse durch Mauer oder Talflanken festgestellt wurden.

10.5 Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren

509

Die 47 m hohe Edertalsperre beispielsweise bei Waldeck in Nordhessen (gekrümmte Bogengewichtsstaumauer aus Bruchsteinmauerwerk, Bauzeit 1908 bis 1914) wurde in der Nacht vom 16. zum 17. Mai 1943 bei einem Luftangriff teilweise zerstört. Eine Sprenglücke von bis zu 60 m Breite und 22 m Tiefe führte beinahe zum vollständigen Entleeren der gefüllten Talsperre (Inhalt 202 Mio. m3). Eine bis zu neun Meter hohe Flutwelle mit rund 8.500 m3/s Abfluss forderte sehr viele Menschenleben und richtete im Edertal gewaltige Schäden an (Quelle: Wasser- und Schifffahrtsverwaltung des Bundes). Auch andere Talsperren erlitten bei dieser Angriffsserie das gleiche Schicksal, z. B. die Möhnetalsperre in Nordrhein-Westfalen. Die Wiederherstellung der Edertalsperre begann unmittelbar nach der Zerstörung und war im Januar 1944 abgeschlossen. Dennoch führten die Erschütterungen im Bereich der Sprenglücke zu einem erhöhten Wasserdurchfluss durch das Mauerwerk. Unmittelbar nach dem Krieg (1947) erhielt die Mauer daher eine erste Verpressung und 1961/62 wurde ein komplett neuer Verpressschleier mit Zementleim hergestellt. Bei der letzten Sanierung zwischen 1991 bis 1995 wurden 104 Anker mit einer Vorpannkraft von je 4.500 KN bei einer Länge von rund 70 m Länge im Untergrund befestigt, um die – wegen des erhöhten Sohlenwasserdrucks – notwendige Auflast zur Gewährung der Standsicherheit wiederherzustellen (Abb. 10.20). Neben Kriegseinwirkungen liegen häufige Gründe für eine notwendige Ertüchtigung von Talsperren in der Beseitigung von Alterungsschäden und in der Notwendigkeit der Anpassung an neue Richtlinien. Durch eine erfolgreiche Sanierung kann eine Talsperre an den aktuellen Stand der Technik angepasst werden. Staudämme leiden kaum an Alterungserscheinungen. Sowohl die Dammschüttung als auch eine Dichtung aus natürlichen Materialien sind kaum einer Alterung unterworfen [10.7]. Dagegen weisen die technischen Einrichtungen nach vielen Jahrzehnten Betrieb meist einen Sanierungs- oder Anpassungsbedarf auf. Mauern aus Bruchsteinen und auch aus Beton sind jedoch anfälliger. Gleiches gilt auch für Injektionsarbeiten, die im Laufe der Zeit vor allem durch saure Sickerwässer angegriffen werden können. Die häufigsten Gründe für einen Sanierungs- bzw. Ertüchtigungsbedarf bei Talsperren sind:

– Betonschäden infolge Bewehrungskorrosion bei Betriebseinrichtungen, – Nachlassen der Dichtungswirkung (Bauwerk oder Untergrund), – Erhöhung des Sohlenwasserdrucks,

510

10

Sanierung und Modernisierung

– notwendige Anpassung des Überwachungskonzeptes und der Messeinrichtungen, – Erweiterung der Entlastungsanlagen, – Erhöhung der Talsperre.

245,00 m+NN

Verblendmauerwerk Anker

206,50 m+NN

Längsstollen Zugangsstollen

Verpresskörper

177,00 m+NN

Abb. 10.20 Querschnitt durch die Edertalsperre (Erhöhung der Vertikalkräfte durch Anker)

10.5.1 Grundsätzliche Möglichkeiten der Erhöhung von Talsperren Aufgrund geänderter hydrologischer und wasserwirtschaftlicher, aber auch betriebswirtschaftlicher Randbedingungen kann es notwendig werden, eine bestehende Talsperre zu erhöhen. Nachdem die besten Standorte für Talsperren in Mitteleuropa bereits bebaut sind, ist eine Erhöhung häufig die einzige Möglichkeit, den wasserwirtschaftlichen Nutzen eines Talraumes zu vermehren. Die Erhöhung einer Talsperre hat eine Vergrößerung der nutzbaren Fallhöhe zur Folge (Wasserkraft, Energiespeicher) und – bedingt durch die große Breite des Tales in der oberen Lamelle der Beckeninhaltslinie – auch ein überproportionales Anwachsen des Speicherraumes (Trinkwassertalsperren, Hochwasserschutz). Im Folgenden werden die wichtigsten Möglichkeiten der Erhöhung bestehender Talsperrren (Dämme und Mauern) an Hand von Beispielen erläutert.

10.5 Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren

511

Erhöhung von Staudämmen Die Erhöhung eines Dammes erfolgt in der Regel durch eine Vorschüttung von zusätzlichem Stützkörpermaterial. Nur dadurch kann das notwendige Gewicht auf den bestehenden Damm aufgebracht werden. Ein Beispiel für eine mehrfache Erhöhung ist der Felschüttdamm der Kraftwerksgruppe Fragant der Kärntner Elektrizitäts AG (KELAG). Dieser Damm wurde 1972 begonnen und wies zunächst eine Höhe von rund 30 m auf. Dammerhöhungen erfolgten im Jahre 1973 um 7 m, 1976 um 20 m und zuletzt 1979 um weitere 16 m (Abb. 10.21).

2394,00

2391,00

16,00 m

2378,00

2375,00

2358,00 2351,00

2355,00 2348,00 1972

1973

1976

20,00 m 7,00 m

1979 108,00 m

Untergrundabdichtung 258,00 m

Abb. 10.21 Mehrfache Erhöhung des Oscherniksee-Dammes, Kärnten [10.7]

Beispiel Sylvensteinspeicher

Der Sylvensteinspeicher wurde in den 1950er Jahren zum Zweck des Hochwasserschutzes und auch der Niedrigwasseraufhöhung gebaut. Die Niedrigwasseraufhöhung war vor allem durch die Ableitung der Isar und ihrer Zuflüsse zum Walchenseekraftwerk im Loisachtal und zum Kraftwerk Jenbach im Inntal notwendig geworden, um die Entwicklung der Städte und Gemeinden entlang der Isar nicht einzuschränken. Für die Landeshauptstadt München ist eine Überflutungssicherheit für ein nur 100-jährliches Hochwasser nicht mehr ausreichend. Daher hat man in den 1980er Jahren Überlegungen zur Verbesserung des Hochwasserschutzes angestellt. Dabei ergab sich die zentrale Stellung des Sylvensteinspeichers für den Hochwasserschutz von München. Auch entstanden für die anderen Städte und Gemeinden an der Isar immer wieder bedrohliche Situationen während Hochwasser. Hochrechnungen von historischen Hochwasserereignissen zeigte die

512

10

Sanierung und Modernisierung

Notwendigkeit der Vergrößerung des Stauraumes auf. Variantenstudien gingen von 3 m bis 6 m Dammerhöhung aus. Leider war politisch nur eine Aufhöhung von 3 m durchsetzbar; aus heutiger Sicht (Klimaänderung) war dies eine sehr kurzsichtige Entscheidung. Um den Eingriff zu minimieren – wobei die Luftseite des in den 1950er Jahren geschütteten Dammes zwischenzeitlich zum Biotop erklärt wurde – versteilte man im oberen Dammbereich die Luftseite und verwirklichte den letzten Meter Dammerhöhung durch eine auf der Dammkrone aufgesetzte Betonmauer. Aus Abb. 10.23 ist zu ersehen, dass dadurch nur ein geringer Flächenanteil des luftseitigen Dammes neu aufgebaut werden musste. Gleichzeitig wurde die Innendichtung im Bereich der oberen 15 m durch eine MIPWand verstärkt. Eine zusätzliche Hochwasserentlastung, die linksseitig mit einem 500 m langen Stollen angeordnet wurde, war zur Erfüllung der (n-1)-Regel unter Annahme des Versagens des leistungsfähigsten Entlastungsorgans (Grundablass) ebenfalls notwendig geworden (Abb. 10.22). Obwohl praktisch kein Eingriff in die Landschaft durch die Aufhöhung des Dammes zu verzeichnen war, dauerten die Vorabstimmungen mit den betroffenen Gemeinden, das Raumordnungsverfahren und das nachfolgende Planfeststellungsverfahren ein ganzes Jahrzehnt. Erst 1998 konnte mit den Bauarbeiten begonnen werden. Zwischenzeitlich hat der Sylvensteinspeicher schon zweimal die flussabwärts liegenden Städte und Gemeinden – und hier besonders die Städte München und Bad Tölz – vor katastrophalen Überschwemmungen bewahrt (Mai 1999 und August 2005). Heute wird auch von politischer Seite bedauert, dass bei der damaligen Entscheidung nur der kleinste gemeinsame Nenner gefunden werden konnte.

Kolksee

neue HWE

Grundablass alte HWE

Betriebsauslass Abb. 10.22 Lageplan Sylvensteindamm mit neuem Hochwasserentlastungsstollen (neue HWE)

10.5 Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren

Dammerhöhung mit Mauer

513

Dammerhöhung ohne Mauer 9 2

2 4

3

1

5

3

4

7

6

8 1 2 3 4 5

Dichtungskern Filter (Moränenkies) Stützkörper (Auekies) Stützkörper (Isarkies) Dichtungsteppich

6 7 8 9

Flächenfilter Sickerwasserwanne Dichtungsschürze Anschluss Dichtung MIP-Wand

Abb. 10.23 Erhöhung Sylvenstein-Dammes an der Isar (Variantenstudium)

10.5.2 Erhöhung der Grimsel-Talsperre, Schweiz Ein weiteres markantes Beispiel ist die vorgesehene Erhöhung der GrimselTalsperre in der Schweiz. Sie gehört zum Projekt „KWO plus“, einem Investitionsprogramm der Kraftwerke Oberhasli (KWO) in Innertkirchen, im schweizer Kanton Bern. In mehreren voneinander unabhängigen und in sich wirtschaftlichen Projektteilen sollen Anlagen saniert und gleichzeitig aufgewertet werden. Die Schweiz deckt rund 60 % ihres Strombedarfes (rund 55 Mrd. Kilowattstunden) aus Wasserkraft. Die restliche elektrische Energie stammt im Wesentlichen aus Kernkraft. Die KWO hat insgesamt eine installierte Leistung von 1.100 MW. Sie kann im Sommer Überschüsse erzeugen, mus jedoch im Winter Strom exportieren. Die Kraftwerke werden zum Teil für die Abdeckung von Bedarfsspitzen eingesetzt. Daneben spieln sie ein wichtige Rolle bei der Netzregelung, infolge des Ausbaus der nicht genau planbaren Windenergie und einer stetigen Verlagerung von Industrie hin zu Dienstleistungen. Den Speicherseen kommt auch eine wesentliche Bedeutung zu bei der Pufferung von Energie und auch der Reservehaltung bei Versorgungsengpässen. Teil des Projektes „KWO plus“ ist die 80 Jahre alte, sanierungsbedürftige Grimsel-Talsperre. Hier wird eine Erhöhung der beiden Sperrenbauwerke

514

10

Sanierung und Modernisierung

Spittellammsperre und Seeufereggsperre geplant, um das Stauziel von 1908,74 m ü. NN auf das neue Stauziel von 1931,74 m ü. NN anzuheben (Abb. 10.24). Mit jährlich zwischen 2000 und 3000 mm Niederschlag und einer starken Vergletscherung der Region ist die Talsperre ein idealer Standort zur Nutzung der heimischen Energiequellen. Dazu kommen die hervorragenden geologischen Verhältnisse. Der anstehende Granit kann zusätzliche Kräfte aufgrund Stauerhöhung problemlos aufnehmen. Auch die topografische Situation spricht für wirtschaftliche Voraussetzungen: Das Tal ist lang und flach, daher wird ein großes Zusatzvolumen schon bei geringer Stauerhöhung gewonnen. Kies für den benötigten Beton kann direkt aus dem Seegrund entnommen werden und der Felskopf „Nollen“ in Talmitte kann als Teil der Talsperre in die Gesamtkonstruktion integriert werden. Dadurch lässt sich der Aufwand an Beton reduzieren. Teilprojekt „KWO plus“

Das Teilprojekt 3 von „KWO plus“ ist die Sanierung und Erhöhung der Staumauer Spittellamm. Als die Mauer zwischen 1929 und 1932 erbaut wurde, war die Betontechnologie noch nicht weit entwickelt. Man unterschätzte die Wärmeentwicklung des Massenbetons und folglich kam es zur Rissebildung in den Betonblöcken. Bereits während des ersten Einstaus kam es zur Durchsickerung der Mauer und dadurch traten Frostschäden auf. Nachdem die undichten Zonen verpresst waren, war die Mauer dicht, es entstanden jedoch im Inneren der Mauer zusätzliche Risse, die auf die hohen Injektionsdrücke zurückzuführen waren. Messungen ergaben, dass sich einzelne Segmente der Mauer gegeneinander verschieben. Bei niedrigem Wasserspiegel öffnet sich von der Talseite ein schräg nach unten laufender Spalt. Die Standsicherheit ist jedoch gegeben. Dennoch nehmen die Rissbreiten weiter zu mit der Folge, dass sich der Scheitel der Mauer jährlich um 1 bis 2 Millimeter zum See hin verschiebt. Um die geplante Stauzielerhöhung um 23 m zu erreichen sind folgende Maßnahmen vorgesehen:

– Erhöhung und Sanierung der Spittellammsperre (Abb. 10.25), – Erhöhung der Seeufereggsperre (Abb. 10.25) und – Verlegen der Passstraße (Abb. 10.24). Dazu werden die oberen 26 m der bestehenden Mauer komplett abgebrochen und im tiefer liegenden Mauerbereich Teile der Wasserseite entfernt. Auf dem verbleibenden Torso soll eine doppelt gekrümmte Bogenmauer errichtet werden (Abb. 10.25). Bei der Erhöhung der Seeufereggsperre wird der bestehenden Gewichtsmauer auf der Wasserseite eine neue Gewichtsmauer vorgesetzt (Abb. 10.25). Die Konstruktion ähnelt einer Pfeilermauer, wobei der Beton im

10.5 Sanierung und Ertüchtigung von Talsperren

515

Inneren der Mauer ausgespart bleibt. Neben der Kosteneinsparung wird die maximale Temperatur beim Erhärten des Betons deutlich reduziert und folglich die Rissebildung minimiert. Wichtig ist bei beiden Sperrenbauwerken, dass sie im Erdbebenfall als ein gemeinsamer monolithischer Körper wirken. Die kraftschlüssige Verbindung von Alt- und Neubeton ist eine technologische Herausforderung. Deswegen werden weitere Feldversuche über die Schubfestigkeit in der Fuge zwischen Alt- und Neubeton durchgeführt. Wenn das Stauziel angehoben sein wird, steigt das nutzbare Wasservolumen im Grimselsee von 75 Mio. m3, auf 175 Mio. m3 an. Damit wird ein zusätzlicher Energieinhalt des Speichers von 220 GWh gewonnen. Die Stromproduktion selbst erhöht sich nur um 20 GWh. Mit dem zusätzlichen Energieinhalt kann man die Stromproduktion von den Sommermonaten (Grundlast) auf die Wintermonate verlagern und durch die im Winter deutlich höheren Strompreise die Wasserkraft „veredeln“. Die veranschlagten Baukosten betragen 90 Mio. €. Mit den Bauarbeiten soll 2008 begonnen werden.

Erhöhung der Seeufereggsperre

Verlegung der Passstraße auf eine Brücke

Erhöhung und Sanierung der Spittellammsperre

Abb. 10.24 Grimsel-Talsperre (Fotomontage des Zustandes nach Erhöhung)

516

10

Sanierung und Modernisierung

10.6 Literatur

517

10.6 Literatur 10.1 10.2 10.3 10.4 10.5 10.6 10.7 10.8 10.9 10.10 10.11 10.12 10.13

10.14

Aufleger M., Conrad M., Perzlmaier S, Porras P.: Improving a Fiber Optics Tool for Monitoring Leakage. Hydro Review Worldwide (HRW), Vol. 13, No. 4, September 2005, pp. 18 - 23, 2005 Aufleger M.: Verteilte faseroptische Temperaturmessungen im Wasserbau. Mitteilungsheft Nr. 89 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, 2000 Ball J.: 1976 zum Thema Kavitation (s. Abb. 10.4) DWA: Dichtungselemente im Wasserbau. Merkblatt 215 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1990 DWA: Modernisierung von Wehren. Merkblatt 241 der Deutschen Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA), Hennef, 1996 DWA-Merkblatt DWA-M 506: Injektionen mit hydraulischen Bindemitteln in Wasserbauwerken aus Massenbeton. Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall, DWA, 2004 Lecher K., Lühr U., Zanke C. E.: Taschenbuch der Wasserwirtschaft. 8. Auflage, Parey Buchverlag Berlin, 2003 Liberal O. und Ribeiro V.: Remodelaçao do canal da Senhora do Porto - Estudos hydráulicos. Proceedings of the First National Portuguese Conference. National Laboratory of Civil Engineering, 13 November 1996, Lisbon Portugal, 1996 Mehmel A.: Verstärkungsmaßnahmen an der Oleftalsperre. Der Bauingenieur 39, Heft 6, 1964 Perzlmaier S., Porras P., Aufleger M.: Anwendungskonzepte verteilter faseroptischer Leckageortung. In: Workshop Messtechnische Überwachung von Stauanlagen, Wissenschaftliche Zeitschrift der Hochschule Mittweida (FH), Nr. I, 1006 Rißler P.: Talsperrenpraxis. Verlag Oldenburg, München, 1998 Schäfer P.: Basic Research on Rehabilitation of Aged Free Flow Canals with Geomembranes. Mitteilungsheft Nr. 106 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2006 Strobl Th. (Hrsg): Exposed Thermoplastic Geomembranes for Sealing of Water Conveyance Canals – Guidelines for Desing, Supply, Installation. Mitteilungsheft Nr. 103 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, 2006 Wildner H.: Injektion von porösem Massenbeton mit hydraulischen Bindemitteln. Mitteilungsheft Nr. 92 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, 2002

11

Hydraulische Modelle

Wasserbauliche Anlagen sind in der Regel teure Bauwerke. Je nach Projekt entstehen Kosten in Höhe von einigen Millionen, bis hin zu mehreren hundert Millionen Euro bei großen Talsperren. Planungsfehler oder nicht optimale Dimensionierungen führen meist zu aufwendigen Ausbesserungsarbeiten oder zu kostspieligen Nachrüstungsmaßnahmen. Aus diesem Grund müssen die hydraulischen Ansprüche an die geplanten Wasserbauwerke vor der Errichtung sorgfältig definiert werden. Eine Überprüfung dieser Anforderungen ist durch rechnerische hydraulische Nachweise, durch Simulationen mit Hilfe von numerischen hydraulischen Modellen oder durch eine versuchstechnische physikalische Modellierung der Anlage möglich. Im vorigen Jahrhundert waren die meisten hydraulischen Wirkungen und Strömungserscheinungen nur durch die Anwendung wasserbaulicher Modellversuche zu ermitteln. Die schnelle Entwicklung von Computermodellen in den zurückliegenden drei Jahrzehnten gestattet heute auch die numerische Simulation von einfachen hydraulischen Strömungsvorgängen. Im folgenden Kapitel werden die Grundlagen der physikalischen wasserbaulichen Modellierung und der numerischen Modelle dargelegt. Daneben werden die Anwendungsgrenzen beider Modellierungsarten aufgezeigt und die jeweiligen Vor- und Nachteile gegenübergestellt. Eine Verknüpfung zwischen beiden Arten der hydraulischen Modellierungen, die sogenannten Hybridmodelle, werden schon heute vereinzelt angewendet. Sie versprechen künftig eine wirtschaftliche Kopplung von physikalischen und numerischen hydraulischen Modellen (siehe Abschnitt 11.4). Für bestimmte Fragestellungen kommen sogenannte Analogiemodelle bzw. Analogmodelle zum Einsatz. Beispielsweise wird bei Luft-Modellen das strömende Wasser durch Luft ersetzt. Die freie Wasseroberfläche der Naturströmung kann durch eine Glasabdeckung simuliert werden (siehe Abschnitt 11.2).

520

11

Hydraulische Modelle

11.1 Physikalische Modelle Physikalische Modellversuche bilden die Grundlage zur Beurteilung von allen dreidimensionalen Strömungsvorgängen, die bei der Großausführung von wasserbaulichen Anlagen entstehen können. Sie werden durchgeführt, wenn die Strömungsvorgänge so komplex sind, dass sie nicht theoretisch bzw. analytisch erfasst, sondern nur mit einem Modell nachvollzogen werden können. Eine solche geometrisch verkleinerte Nachbildung eines Wasserbauwerks wird als physikalisches oder physisches hydraulisches Modell bezeichnet.

11.1.1

Ähnlichkeit von Modell und Natur

Modellversuche basieren auf dem Ansatz, dass es zwischen Natur und Modell eine geometrische, kinematische und dynamische Ähnlichkeit gibt, dass also messbare Abläufe in beiden Fällen physikalisch ähnlich stattfinden (Abb. 11.1). Sind diese Kriterien alle erfüllt, spricht man von einer „mechanischen Ähnlichkeit“ zwischen physikalischem Modell und dem realen Wasserbauwerk [11.12]. Geometrische Ähnlichkeit

Wegen der geometrischen Ähnlichkeit müssen alle geometrischen Größen wie Länge, Breite und Höhe, mit der gleichen Maßstabszahl ML von der Natur auf das Modell übertragen werden: Längenmaßstab: M L = LNatur / LModell Kinematische Ähnlichkeit

Die Forderung nach kinematischer Ähnlichkeit stellt eine konstante Maßstabszahl Mt zwischen Modell und Natur her, die für alle zeitabhängigen Prozesse gilt: Zeitmaßstab:

M t = t Natur / tModell

Dynamische Ähnlichkeit

Bei der dynamischen Ähnlichkeit stehen alle in einer Strömung wirkenden Kräfte im Modell im gleichen Verhältnis wie in der Natur, d. h. die Maßstabszahlen MF bei der Übertragung der Kräfte zwischen Natur und Modell müssen identisch sein (z. B. Trägheit, Schwerkraft, Reibung und unter Umständen Kapillarität, Staudruck und Elastizität): Kräftemaßstab: M F = FNatur / FModell

11.1 Physikalische Modelle

521

Damit die hydraulischen Vorgänge im Modell und in der Natur vergleichbar sind, muss insbesondere die Bedingung nach dynamischer Ähnlichkeit der Strömungsvorgänge erfüllt sein. Dies bedeutet, dass alle Strömungskräfte im Modell im gleichen Verhältnis stehen wie in der Natur. Dies trifft allerdings nur dann zu, wenn die Bewegungsvorgänge in der Natur und im Modell zeitlich, geometrisch und bezüglich der auftretenden Kräfte ähnlich verlaufen. Grundsätzlich kann jedoch in physischen Modellen – bei Verwendung von Wasser als Strömungsmedium – keine vollständige Ähnlichkeit zur Großausführung erreicht werden: Physikalische Größen wie die Dichte des Wassers, die Erdbeschleunigung, die Umgebungstemperatur usw. bleiben naturgemäß auch bei maßstäblich verkleinerten Modellen gleich. Wie theoretisch gezeigt werden kann – siehe hierzu [11.20] – können jeweils nur zwei in der Natur wirkenden Kräftearten im identischen Maßstab von der Natur auf das Modell übertragen werden (z. B. die Trägheit und die Schwerkraft, siehe Abschnitt 11.1.2 „Modellgesetze“). Bei den meisten Modelluntersuchungen interessieren nicht alle hydraulischen Phänomene bzw. Erscheinungsformen der Strömung in gleichem Maße. Mitunter erwartet man nur Aussagen zur Geschwindigkeitsverteilung in der Strömung oder zur Anströmung von Bauwerken (Abb. 11.6). Andere Modelle sollen das Verhalten von beweglichen Sohlen aufzeigen. Je nach Aufgabenstellung muss daher zunächst entschieden werden, welche Kräftearten von eher untergeordneter Bedeutung sind, und daher im Modell vernachlässigt werden können. Für eine solche „angenäherte dynamische Ähnlichkeit“ von Natur und Modell muss folglich – je nach Fragestellung – zusätzlich zur praktisch immer wirkenden Trägheitskraft, diejenige Einflussgröße ausgewählt werden, die beim Strömungsvorgang des weiteren dominiert (z. B. Schwerkraft, Druckkraft, Reibung, Oberflächenspannung etc.). Übertragungsmaßstäbe Wählt man einen Längenmaßstab λ zwischen Natur und Modell (z. B. λ = 20 ), besteht eine geometrische Ähnlichkeit zwischen einem Bauwerk in der Natur und der Nachbildung im Modell. Die Ausdehnungen in allen drei Koordinatenrichtungen sind im Modell dann um den Faktor 20 kleiner als in der Natur. Übliche Maßstabszahlen im wasserbaulichen Versuchswesen liegen – je nach Aufgabenstellung und verfügbarem Platz – im Bereich von 10 bis höchstens 100. Die Wahl des Längenmaßstabs kann nicht ohne weiteres auf andere Grundeinheiten wie Zeit, Geschwindigkeit oder Kraft übertragen werden (Tabelle 11.1). Die Verhältniszahlen dieser Größen ergeben sich je nach gewähltem Modellgesetz aus der Wahl des Längenmaßstabs (siehe Abschnitt 11.1.2). Mit Hilfe dieser Grundeinheiten sind die weiteren Beziehungen ableitbar.

522

11

Hydraulische Modelle

Abb. 11.1 Modell zur Bestimmung der Leistungsfähigkeit von Wehranlagen

Tabelle 11.1 Verhältniszahlen zwischen Natur- und Modellgrößen

Physikalische Größe Länge Zeit Masse Geschwindigkeit Beschleunigung Kraft Abfluss

11.1.2

Bezeichnung L t m u a F Q

Maßstab Natur / Modell ML Mt Mm Mu Ma MF MQ

Modellgesetze

Es gibt eine Vielzahl von Modellgesetzen (Ähnlichkeitsgesetzen), die je nach interessierender Größe zum Einsatz kommen. Die Unterscheidung der Modellgesetze erfolgt daher nach der Wahl der zwei Kräfte, die mit gleichem Maßstab von der Natur auf das Modell zu übertragen sind. Bedingt durch die

11.1 Physikalische Modelle

523

stets vorhandene Fließgeschwindigkeit sowohl in der Natur als auch im Modell ist die Trägheitskraft stets eine der beiden dominierenden Kräfte. Die zweite dominierende Kraft bestimmt somit das zu wählende Modellgesetz. Die Gesetze sind bekannt unter den Namen der Wissenschaftler, die das Gesetz als erste formuliert haben (Tabelle 11.2). Tabelle 11.2 Einige im Wasserbau wichtige Modellgesetze und die darin dominierenden Kräfte [11.12]

Gesetz:

Dominierende Kräfte:

Froude Reynolds Weber Thoma Cauchy / Mach

Trägheit und Schwere Trägheit und Reibung Trägheit und Kapillarkraft Trägheit und Druck Trägheit und Elastizität

In der praktischen Anwendung bei Bauwerksmodellen dominieren meist die Trägheits- und Schwerkräfte die Strömung. Daher kommt das Froudesche Modellgesetz am häufigsten zum Einsatz. Dominieren dagegen Trägheits- und Reibungskräfte die Strömung, wählt man das Reynoldssche Modellgesetz. Froudesches Modellgesetz Wenn in der Strömung die Trägheits- und Schwerkrafteinflüsse dominieren, kommt das Froudesche Modell zum Einsatz. Diese Situation ergibt sich im wasserbaulichen Versuchswesen bei Bauwerksmodellen sehr häufig, z. B. bei der Bestimmung der Leistungsfähigkeit von Wehranlagen oder bei der Beurteilung der Energieumwandlung in Tosbecken (Abb. 11.1). Das Froudesche Modellgesetz setzt voraus, dass das Verhältnis zwischen den Trägheitskräften und der Schwerkraft in der Natur und im Modell gleich ist (Tabelle 11.2).

Trägheitskraft ρ ⋅ L4 ⋅ t −2 L L2 u2 = = = = = Fr 2 3 2 2 g L Schwerkraft ⋅ ρ⋅g⋅L t ⋅g t ⋅g⋅L

(11.1)

Die Froudesche Zahl Fr ist definiert durch das Verhältnis zwischen Fließgeschwindigkeit u und der Wurzel aus der Fließtiefe h mal der Erdbeschleunigung g:

524

11

Fr =

Hydraulische Modelle

u g ⋅h

(11.2)

Damit ergibt sich

u Natur g ⋅ hNatur

=

uModell g ⋅ hModell

Da die Erdbeschleunigung in der Natur und im Modell gleich ist, lässt sie sich herauskürzen. Es entsteht

u Natur hNatur

=

uModell hModell

Wählt man als Modellmaßstab λ = ML , so folgt mit hModell = hNatur / M L

u Natur hNatur

=

uModell hNatur / M L

oder

u Natur = ML uModell

Die Geschwindigkeiten in Natur und Modell stehen damit im Verhältnis M L zueinander. Analog lassen sich auch andere Größen ableiten. Im folgenden Beispiel mit einem gewählten Längenmaßstab von 1 : 20 zwischen Modell und Natur (d. h. λ = ML = 20) ergeben sich für die anderen hydraulischen und dynamischen Größen folgende Werte:

= 20

ML Mt

=

2 M 1/ L

= 4, 47 2 M L / M 1/ L 2 M L3 / M 1/ L

Mu

= M L / Mt

=

MQ

= M L3 / M t

=

MF

= M ρ ⋅ M L4 / M t2

= M L4 / M L

= =

2 M 1/ L M L5 / 2

= M L3

= 4, 47 = 1789 = 8000

Das bedeutet, dass

– sich die zeitlichen Abläufe des Strömungsprozesses im Modell im Vergleich zur Natur 4,47 mal schneller abspielen, sozusagen im Zeitraffer, – die gemessenen oder beobachteten Geschwindigkeiten im Modell 4,47 mal kleiner sind als in der Natur,

11.1 Physikalische Modelle

525

– ein Abfluss im Modell von 1 Liter pro Sekunde in der Natur einem Abfluss von 1,789 m³/s entspricht und – die auftretenden Kräfte im Modell nur einem achttausendstel der Kräfte in der Natur entsprechen. Der beobachtete Fließzustand (Strömen Fr < 1 oder Schießen Fr > 1) ist in einem Froudeschen Modell in der Natur und im Modellversuch gleich. Dies trifft auch für den Ort des Übergangs zwischen Strömen und Schießen zu. Grenzen des Froudeschen Gesetzes

Obwohl das Froudesche Modellgesetz das am häufigsten angewandte Ähnlichkeitsgesetz ist, lassen sich nicht alle hydraulischen Aufgabenstellungen damit zufrieden stellend lösen. Folgende Gesichtspunkte müssen bedacht werden, will man das Froudesche Modell anwenden:

– Eine turbulente Strömung in der Natur muss auch im Modell turbulent sein. Bei Bauwerksmodellen ist diese Forderung in aller Regel erfüllt. – Für turbulente Strömung in Modell und Natur ist stets noch die Frage zu beantworten, ob die Berücksichtigung von Reibungskräften erforderlich ist, oder ob diese vernachlässigt werden können. Ist eine Berücksichtigung der Reibung notwendig, kann die Wahl einer geringeren relativen Rauheit im Modell im Vergleich zur Batur helfen. Ein früher gelegentlich praktizierter Kunstgriff war die Modellüberhöhung. Hierbei erhält die Höhe eine kleinere geometrische Maßstabszahl als die Breite und Länge des Modells. Dadurch lassen sich auch im Modell hydraulisch raue Strömungsverhältnisse erzielen. Die Vorteile sind eine höhere Messgenauigkeit und das Vermeiden unausführbarer Glattheit des Modells. Allerdings werden durch eine Modellüberhöhung zwei- und dreidimensionale Effekte verzerrt. Eine Überhöhung ist daher nur bei eindimensionalen Fragestellungen sinnvoll. Für diese stehen aber heute bereits leistungsfähige numerische Modelle zur Verfügung.

– Die Oberflächenspannung wird im Modell stark überrepräsentiert. Wegen der sogenannte Kapillargrenze dürfen daher keine zu kleinen Fließtiefen bzw. Überströmungshöhen gewählt werden. Diese Höhen bzw. Tiefen sollten größer gleich 5 mal die Sandrauheit sein bzw. mindestens 3 cm aufweisen. – Der Lufteintrag in die Strömung ist im Modell deutlich geringer als in der Natur. Belüftungsprobleme (z. B. bei Klappenüberströmung) können daher nur qualitativ dargestellt werden (Belüftungsgrenze). – Kavitationserscheinungen können in einem Froudeschen Modell mit freier Oberfläche nicht dargestellt werden, da die Grenze des Unterschreitens des

526

11

Hydraulische Modelle

Dampfdruckes (Entstehung von Kavitation, z. B. an Turbinenschaufeln) im Modell und in der Natur identisch sind. Diese Grenze ist daher nicht maßstabsgerecht übertragbar (Kavitationsgrenze).

– Das elastische Verhalten von Materialien ist im Modell und in der Natur ebenfalls nicht einfach übertragbar. Das Modellmaterial müsste um das ML-fache weicher sein als das Material in der Natur, um Phänomene der Elastizität (z. B. Dehnung bzw. Auslenkung von Seilen) darstellen zu können. Mitunter wird im Modell aber das gleiche Material verwendet wie in der Natur (z. B. Draht für die Stahlnetze in der Natur, siehe Abb. 11.2). Die Dehnungen und Verformungen im Modell sind dann folglich um den Faktor ML zu klein.

Abb. 11.2 Modellversuch zur Überprüfung der Wirkung einer Treibholzsperre. Die Durchbiegung des Seilnetzes im Modell fällt allerdings um den Faktor ML zu klein aus

Modelle mit bewegter Sohle

Eine häufige Anwendung im wasserbaulichen Modellversuch betrifft die Untersuchung der Geschiebebewegung und der Eintiefungsproblematik in Flüssen. Fragen nach der Kolkbildung hinter Wehr- oder Brückenpfeilern oder zur Abschätzung der Flussbettumbildung bei der seitlichen Dynamisierung von Fließgewässern, z. B. durch eine eigendynamische Aufweitung gerader Gewässerstrecken, sind weitere Bereiche aktueller Modelle mit bewegter Sohle (Stichwort „Weiches Ufer“) [11.1, 11.27].

11.2 Analogiemodelle

527

Um Geschiebebewegung in Flüssen zu untersuchen, muss neben den Ähnlichkeitsbedingungen des Froudeschen Modells auch die Ähnlichkeit der Sedimentbewegung erfüllt sein. Dies gilt für den Beginn des Feststofftransports, aber auch für die Bewegung und den Transport des Geschiebes. Bei der Abbildung von natürlichem Geschiebe in Modellen mit beweglicher Sohle ist daher unbedingt zu berücksichtigen, dass das Modellgeschiebe bestimmte Mindestkorngrößen aufweisen muss (∅ ≥ 0,5 mm), da sonst im Modell Kohäsionskräfte wirken, die in der Natur nicht auftreten. In der Praxis bedeutet dies in der Regel, dass die geometrische Maßstabszahl nicht zu groß sein darf. Genügend große Modelle ergeben sich auch aus der Forderung nach ausreichend großen Reynoldszahlen bei der Kornumströmung (Reynoldszahl des Korns ≥ 400; siehe Shields-Diagramm in Kapitel 3 „Flussbau“, Abschnitt 3.3.3). Gelegentlich wird versucht, durch die Verwendung von Modellgeschiebe mit geringerer Dichte (z. B. Kunststoffgranulat), zu kleine Korngrößen im Modell zu vermeiden.

11.2 Analogiemodelle Analogiemodelle werden im wasserbaulichen Versuchswesen vor allem dann angewendet, wenn die Strömungsvorgänge mit Hilfe der Potentialtheorie beschrieben werden können. Eine physikalische Analogie zur Wasserströmung besteht beispielsweise bei der Luftströmung. Die beiden physikalischen Vorgänge sind ähnlich, weil die jeweiligen beschreibenden Differentialgleichungen und Randbedingungen ineinander überführt werden können. Solche aerodynamische Modelle bzw. „Luftmodelle“ zur Modellierung von Freispiegelströmungen wurden in den 1940er Jahren in der Sowjetunion entwickelt und haben seitdem auch in andere europäische Laboratorien Eingang gefunden [11.21, 11.6]. Das Prinzip besteht darin, dass das strömende Wasser durch Luft ersetzt wird. Die freie Wasseroberfläche der Naturströmung wird durch eine Abdeckung simuliert und die Modellströmung erfolgt unter Druck. Es ist nahe liegend, dass diese Modelle nur für Fragestellungen zur Anwendung kommen können, wenn die freie Wasseroberfläche in der Natur bekannt ist oder nicht von entscheidender Bedeutung ist. Spaltmodelle und Sandmodelle sind weitere Anwendungen im Bereich der wasserbaulichen Problemstellungen. Bei Spaltmodellen wird die laminare Strömung im Grundwasser mit der Strömung einer Flüssigkeit in einem schmalen Spalt nachgebildet, weil in beiden Fällen die Strömung den Schwere- und Zähigkeitskräften unterliegt. Trägheitskräfte können wegen der kleinen Geschwindigkeiten vernachlässigt werden. Bei Sandmodellen können z. B. physikalisch ähnliche Vorgänge der Filterströmung nachgebildet werden.

528

11

Hydraulische Modelle

Auch zwischen der Potentialströmung im Wasser und dem Stromfluss in einem leitenden Kontinuum kann eine Analogie hergestellt werden. Beispiele zu diesen Analogiemodellen sind in [11.20] enthalten.

11.2.1

Anwendungsgrenzen physikalischer Modelle

Physikalische Modelle stoßen häufig wegen des erforderlichen Platzbedarfes an ihre Grenzen. Da der Maßstab nicht zu klein gewählt werden darf (für die meisten Bauwerksmodelle etwa 1 : 20 bis 1 : 30, bei Flussmodellen bis 1 : 50) sind bei großen Flussmodellen die Hallenplätze in der Regel nicht ausreichend. Ein Freigelände bietet im Sommerhalbjahr unter Umständen eine Möglichkeit, große Modelle aufzubauen. Modelle benötigen geeignete Maßstäbe um die hydraulischen Prozesse mit ausreichender Genauigkeit abzubilden. Daneben gibt es aber auch Beschränkungen, die mit der örtlichen Situation und apparativen Ausstattung eines Versuchslaboratoriums zusammenhängen. So wird ein Modell in seiner Größe häufig nach unten beschränkt durch die Anforderung an die Modellgenauigkeit und damit in Verbindung mit der Messtechnik. Zu große Modelle scheiden häufig aufgrund der zur Verfügung stehende Grundfläche, der verfügbaren Energiehöhendifferenz zwischen Oberwasserund Unterwasserniveau und häufig auch, weil der maximal mögliche Abfluss im Labor begrenzt ist. Große wasserbauliche Versuchseinrichtungen verfügen jedoch über Abflussleistungen von mehreren Kubikmetern pro Sekunde. So können z. B. mit einem Modellmaßstab von 1 : 20 bei einem Abfluss von 5 m3/s im Versuch, Naturabflüsse von rund 9 000 m3/s abgebildet werden.

11.2.2

Auswertung und Visualisierung von Modellergebnissen

Das Ergebnis von wasserbaulichen Modellversuchen sind häufig Strömungsfelder, die ein wichtiger Anhalt für die hydraulische Optimierung von wasserbaulichen Anlagen sind. Mit Hilfe von Strömungsmessung und Auswertung der Messwerte, vor allem aber auch durch eine Visualisierung der Ergebnisse, kann der Versuchsingenieur wichtige Erkenntnisse zur Verfeinerung eines Konstruktionsentwurfes gewinnen. Strömungsmessung kann durch mechanische Messflügel oder durch optische und elektrochemische [11.16] Methoden erfolgen, wobei letztere nur dann eingesetzt werden, wenn die optische Zugänglichkeit der Strömung nicht gegeben ist.

11.2 Analogiemodelle

529

Laser-Doppler-Anemometer (LDA) Eine wichtige berührungslose optische Methode zur Messung von Strömungsgeschwindigkeiten ist die Laser-Doppler-Anemometrie, kurz LDA. Zwei Laserstrahlen kreuzen das durchströmte Messvolumen und bilden ein Interferenzstreifenmuster aus (Abb. 11.3). Die Messmethode beruht auf der Auswertung von Streulicht, das von Partikeln in der Strömung ausgesendet wird [11.4]. Mit der LDA-Technik können Strömungen berührungslos und mit einer hohen zeitlichen und räumlichen Auflösung ausgewertet werden. Eine 3d-Auswertung der Strömung ist ebenfalls möglich. Particle Image Velocimeter (PIV) Auch die PIF-Messung erfolgt optisch und berührungslos. Das Prinzip beruht auf der Fotografie zweier pulsförmiger Laserlichtschnitte, bei denen die Partikel in der Strömung jeweils für die Dauer von wenigen Nanosekunden pro Puls beleuchtet werden. Daher wird das Verfahren in der Literatur auch als „Laser-Lichtschnitt-Technik“ bezeichnet [11.25]. Die beiden Lichtschnitte haben einen definierten Zeitabstand ∆t. Die Auswertung der beiden Bilder auf der Basis von Korrelationsverfahren führt zum Weg ∆x, den die Strömungspartikel zwischen den Bildern zurückgelegt haben. Die Geschwindigkeit der Partikel ist somit u = ∆x / ∆t (Abb. 11.4). Die PIV-Technik erlaubt die Auswertung großer Strömungsfelder durch Ermittlung der Geschwindigkeiten an vielen Punkten zum selben Zeitpunkt (Abb. 11.5).

530

11

Hydraulische Modelle

Strahlteiler

Detektor

Sendelinse Messort

Laser

Braggzellen

α

Messvolumen Strömung mit Tracer

Intensität

f v=

Zeit

f ⋅λ 2 sin (α/2)

Dopplerburst Abb. 11.3

Prinzip der LDA-Messtechnik nach [11.4]

ZylinderLinse Doppel-Puls-Laser

Lichtschnitt

PIV-Prozessor CCDKamera

Korrelation zwischen zwei Bildern ( u = ∆x / ∆t ) Abb. 11.4

Prinzip der PIV-Messtechnik nach [11.25]

Strömung mit Tracer

11.2 Analogiemodelle

531

Modelle mit Tracern Um Strömungseigenschaften beurteilen zu können, kommen Farb-Tracer zum Einsatz. Dabei wird durch Zugabe von Farbstoff die Wirkung unterschiedlicher Einbauten (Wangen, Pfeiler) auf die Strömung optisch beurteilt. Störende Turbulenzen, Ablösungserscheinungen und dergleichen sind leicht zu erkennen und können durch eine verbesserte Formgebung der Einbauten vermieden werden (Abb. 11.5). Neben der aufwendigen Auswertung des Strömungsfeldes mit LDA oder PIV (siehe Abschnitt 11.2.2) bietet die Tracermethode eine einfache und kostengünstige Methode, Strömungsbahnen zu analysieren.

Abb. 11.5 Strömungsversuch mit Zugabe von Farb-Tracer und Auswertung des Strömungsbildes mit PIV (kleines Bild)

11.2.3

Beispiele für physikalische Modelle

Anhand einiger in neuerer Zeit ausgeführter Beispiele an der wasserbaulichen Versuchsanstalt in Obernach (TU München) sollen wichtige Fragestellungen, die gegenwärtig nur durch physikalische Modelle untersucht werden können, exemplarisch gezeigt werden (Abb. 11.6, Abb. 11.7, Abb. 11.8 und Abb. 11.9). Die Modelle geben einen Einblick in die Vielfalt der hydraulischen Phänomene.

532

11

Hydraulische Modelle

Abb. 11.6 Modellversuch zur Simulation der Treibholzabfuhr bei Hochwasser an einem Wehr. Der hohe Abfluss führt viel Treibholz mit sich und könnte zur Verklausung der Wehrfelder führen

Abb. 11.7 Modellversuch zur Wirkung der Energieumwandlung in Tosbecken

11.2 Analogiemodelle

533

Abb. 11.8 Modellversuch an der Hochwasserentlastungsanlage am Grüntensee zur Untersuchung der Übergangszustände zwischen Freispiegel- und Druckabfluss. Im Vordergrund: Speichersee mit Einlauf zur Entlastungsanlage

534

11

Hydraulische Modelle

Abb. 11.9 Modell „Eisenbahnerwehr“ am Lech in Augsburg. Ein bestehender Absturz wurde saniert und ein neues Wasserkraftwerk in einer Bucht erstellt. Die schwierige Einlaufsituation wurde im Modell optimiert (s. Abb. 11.5)

11.3 Numerische Modelle Die Erfassung komplexer Strömungsmodelle war lange Zeit den physikalischen Modellen vorbehalten. Erst mit der rasanten Zunahme der Rechenleistung moderner EDV-Anlagen und der gleichzeitigen Entwicklung fortgeschrittener numerischer Modelle traten hydrodynamisch-numerische Abflussmodelle immer weiter in den Vordergrund. Ein für einen bestimmten Anwendungsfall entwickeltes Computerprogramm nennt man ein numerisches Modell. Es ist ein Abbild der Natur und versucht die hydraulischen und physikalischen Eigenschaften und Prozesse in der Natur so gut wie möglich wiederzugeben. Numerische Modelle sind heute im Wasserbau und in der Wasserbewirtschaftung zu einem unverzichtbaren Planungswerkzeug geworden. Sie finden in der Wasserwirtschaftsverwaltung, in Ingenieurbüros und an Hochschulen eine breite Anwendung. Bereits 1972 wurde der Arbeitskreis „Mathematische Flussgebietsmodelle“ gegründet mit dem Ziel, die neu entwickelten Fluss-

11.3 Numerische Modelle

535

gebietsmodelle für die wasserwirtschaftliche Planung nutzbar zu machen. Die schnelle Ausbreitung moderner Computertechniken verbunden mit einer exponentiell steigenden Rechenleistung machten es möglich, dass seit Anfang der 1980er Jahre immer aufwendigere und realitätsnähere Modelle entstanden sind. Führend in der Entwicklung waren die universitären Forschungseinrichtungen, die ihre Arbeiten veröffentlichten und damit kommerziellen Softwareprogrammierern die mathematischen und numerischen Ansätze zur Verfügung stellten. Mathematische bzw. numerische Modelle bilden die Natur mit Hilfe von Computerprogrammen ab. Sie versuchen, die physikalischen Phänomene und Zusammenhänge – beispielsweise von Strömungsvorgängen in Gewässern und Gerinnen – durch Lösung der zu Grunde gelegten physikalischen Gleichungen nachzuvollziehen. Da bereits relativ einfache Naturvorgänge nur mit Hilfe von Differentialgleichungen beschrieben werden können, ist eine Simulation bzw. Modellierung dieser Vorgänge lediglich mit Hilfe numerischer Algorithmen möglich. Diese Berechnungsmethoden gehören zum Gebiet der numerischen Mathematik. Die zugehörige Programmentwicklung hat sich zwischenzeitlich zu einer eigenen wissenschaftlichen Disziplin entwickelt, dem software-engineering. Hand in Hand mit der Entwicklung mathematischer Modelle ging die Bereitstellung geeigneter Werkzeuge zur Datenaufbereitung (pre-processing) und der für Bearbeiter, Auftraggeber und für die Öffentlichkeitsarbeit wichtigen Möglichkeit der Visualisierung der Simulationsergebnisse (post-processing). In den Anfängen der Modellentwicklung beschränkte man sich darauf, die Ergebnisse der meist sehr zeitaufwendigen Rechenoperationen zunächst zu speichern und später mit Grafikprogrammen anschaulich zu präsentieren. Heute reicht die Rechenleistung mitunter aus, um die Simulationen simultan (online) in bewegter Grafik am Monitor zu präsentieren. Heute stehen leistungsfähige Modelle für die meisten hydraulischen und wasserwirtschaftlichen Aufgaben zur Verfügung. Die wichtigsten Gruppen sind

– Wasserablaufmodelle (z. B. Hochwasserwellen), – Stofftransportmodelle (z. B. bei Einleitung von Schadstoffen oder Wärme), – Feststofftransportmodelle (z. B. Berteilung des Erosionsverhaltens), – Gewässergütemodelle, – Grundwassermodelle, – Seemodelle, – Küstenmodelle.

536

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Hydraulische Modelle

Übergeordnete Modelle sind beispielsweise Wasserhaushaltsmodelle und Stoffhaushaltsmodelle, die mehrere der genannten Modellgruppen beinhalten können. Der Anwendungsbereich der numerischen Modelle wächst weiter durch Modellierung immer komplexerer Prozesse im Bereich der Morphodynamik und der Ökosystemmodellierung. Am Beispiel der Wasserablaufmodelle soll eine Einführung in die numerische Modellierung von Strömungsvorgängen gegeben werden. Weitere Informationen in die Modellierung der anderen oben aufgeführten Modelle sind der Fachliteratur zu entnehmen [11.5].

11.3.1

Wasserablaufmodelle

Je nach Komplexität des Problems und Größe des Anwendungsgebietes stehen ein- (1d) oder zweidimensionale (2d), zum Teil auch dreidimensionale (3d) hydrodynamisch-numerische Modelle zur Verfügung. Sie dienen zur Festlegung von Überschwemmungsgebieten oder zur Verbesserung des Hochwasserschutzes. Bei der Erhöhung der Retention der Gewässer durch Deichrückverlegung und Renaturierung aber auch beim Objektschutz kommen heute üblicherweise 2d-Modelle zum Einsatz. 1d-Modelle können verwendet werden, wenn der Wellenablauf im Flussbett selbst stattfindet und keine Ausuferungen auftreten. Mit 1d-Modellen sind auch lange und verzweigte Flussgebiete hinreichend genau und mit geringem Zeitaufwand modellierbar. Oft werden 1d-Modelle auch mit 2d-Abschnitten gekoppelt. Dies spart Rechenzeit, da die aufwendigeren 2d-Berechnungen nur dort eingesetzt werden, wo die zweidimensionalen Strömungsvorgänge nicht mehr vernachlässigbar sind. Grundlagen der Modellierung von Oberflächengewässern Grundlage für die Modellierung der Strömung in Oberflächengewässern bilden die allgemeinen Navier-Stokes-Gleichungen, die sich aus der Betrachtung der Impulserhaltung an einem Kontrollvolumen ableiten lassen. Zur Darstellung der Gleichung und ihrer Vereinfachungen (z. B. für inkompressible Flüssigkeiten, 1d- und 2d-Darstellungen) sei auf die Fachliteratur verwiesen [11.8, 11.5, 11.18]. Die partiellen Differentialgleichungen, welche die Oberflächenströmung beschreiben, sind nur in Sonderfällen analytisch lösbar. Im Allgemeinen können die im Wasserbau auftretenden Probleme nur numerisch gelöst werden. Das Prinzip der numerischen Methoden liegt stets darin, die Differentialgleichungen nur für bestimmte Raum- und Zeitpunkte zu lösen. Hierzu ist das

11.3 Numerische Modelle

537

Modell einer zeitlichen (∆t) und räumlichen (∆x) Diskretisierung zu unterziehen. An den diskreten Stützstellen entsteht eine Näherungslösung für die gesuchten Unbekannten (z. B. Wasserspiegel, Fließgeschwindigkeit). Nach abgeschlossener Simulation müssen die Werte für weitere Orts- und Zeitpunkten zwischen diesen Stützstellen interpoliert werden. Eine ausführliche Beschreibung von Diskretisierungsverfahren ist in [11.8] enthalten. 1d-Strömungsmodelle Zahlreiche Fragestellungen an Fließgewässern lassen sich mit ausreichender Genauigkeit unter Zuhilfenahme von eindimensionalen Modellen beantworten. Hierzu gehören insbesondere Untersuchungen zum zeitlichen Ablauf von Hochwasserwellen und der zugehörigen Wasserspiegellagen. Grundlage der Strömungssimulation mit Hilfe von 1d-Modellen sind die sogenannten Flachwassergleichungen von J. C. de Saint-Venant. In ihrer vollständigen Form beinhalten sie die dreidimensionale Formulierung der Kontinuitäts- und Bewegungsgleichungen einer Strömung in einem Gewässer, wenn die Tiefe sehr viel kleiner ist als die Längen- und Breitenausdehnung (daher engl. shallow water equations). Bei ihrer 1d-Formulierung enthält die Gleichung nur die x-Komponente der Fließgeschwindigkeit. Querströmungen und vertikale Geschwindigkeiten werden nicht betrachtet. Aus diesem Grund werden 1d-Modelle nur zur Berechnung gleichmäßiger, langgestreckter Flussabschnitte verwendet. Ein vielfach verbreitetes 1d-Modell ist HEC-RAS vom US Army Corps of Engineers. Diese public-domain-software ist kostenlos im Internet erhältlich und wird permanent weiter entwickelt (siehe www.hec.usace.army.mil). Einige Firmen bieten dieselbe Software kostenpflichtig an, bieten aber dann Unterstützung bei der Bedienung des Programmpaketes (Abb. 11.10).

538

11

Hydraulische Modelle

Abb. 11.10 Beispiel für eine 1d-Simulation mit HEC-RAS in einem Fluss mit Seitenarmen

2d-Strömungsmodelle Zahlreiche praktische Probleme können heute erfolgreich mit Hilfe von zweidimensionalen Strömungsmodellen gelöst werden. Komplexe Abflussverhältnisse in überströmten Flusstälern gehören zu den Hauptaufgaben dieser Modelle. 2d-Modelle benützen zur Strömungssimulation die zweidimensionalen tiefengemittelten Strömungsgleichungen von de Saint-Venant. Das bedeutet, dass es sich bei der Simulation um flächenhafte Strömungsverhältnisse handeln muss, mit zwei tiefengemittelten Geschwindigkeitskomponenten x und y. Die vertikale Geschwindigkeitskomponente in z-Richtung wird vernachlässigt. 2d-Modelle eignen sich daher besonders gut für die Modellierung großflächiger Abflusssituationen, aber auch zur Simulation von Schweb- und Schadstoffausbreitung in Flüssen. Die Gewässer können sowohl Verzweigungen aufweisen als auch Abflussaufteilungen z. B. durch Inseln oder Kiesbänken [11.23]. Die 2d-Abflussmodellierung von Fließgewässern wird hauptsächlich für die nachfolgenden Anwendungsgebiete eingesetzt:

– Ermittlung von Überschwemmungsgebieten und -grenzen, – Bemessung von Hochwasserschutzmaßnahmen, – Bemessungshilfe bei der Renaturierung von Gewässern, Anlage von Augewässern und Einstellung von ökologisch standortgerechten Überflutungshäufigkeiten,

11.3 Numerische Modelle

539

– Untersuchung der Durchflussaufteilung zwischen Fluss und Vorland im Hinblick auf die flussmorphologische Stabilität und Bemessung von Querbauwerken, – Beurteilung der Erosionsgefährdung in Überflutungsgebieten, – Ermittlung der flächenhaften Verteilung von Überflutungsdauer und -höhe in Abhängigkeit von der Hochwasserhäufigkeit zur Beurteilung der ökologischen Standortbedingungen und von land- und forstwirtschaftlichen Nutzungsänderungen, – Untersuchung von Dammbruchproblemen. Die 2d-Abflussmodellierung eignet sich sowohl zur Analyse des Ist-Zustandes als auch für Planungszwecke und Gefahrenprognosen (z. B. Bestimmung von Überschwemmungsflächen) Beispiele für die Möglichkeiten der visuellen Darstellung zeigen die Abb. Abb. 11.11, Abb. 11.12 und Abb. 11.13).

Abb. 11.11 Beispiel für ein digitales Geländemodell. Bei einer Flussbreite von rund 100 m beträgt im Beispiel die Rastergröße im Vorland 50 m x 50 m und im Flussbett 50 m x 18 m

540

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Hydraulische Modelle

Abb. 11.12 Beispiel für die Darstellung der Landnutzung (Rastergröße wie in Abb. 11.11)

3d-Strömungsmodelle Dreidimensionale Strömungsvorgänge konnten bis vor kurzen nur durch physikalische Modelle untersucht werden. In neuerer Zeit entwickeln sich jedoch 3d-Modelle zum einsatzfähigen Werkzeug innerhalb der numerischen Modellierung von Strömungsvorgängen. Kommerzielle Programme zur Generierung von Netzen und beispielsweise das Programm CFX zur Strömungssimulation (Firma ANSYS Inc.) lassen heute komplexe Strömungen am Computer simulieren. Ein eindrucksvolles Beispiel zeigt die Untersuchung einer Surfwelle im physikalischen und mathematischen Modell (siehe Abb. 11.14).

11.3.2

Verifikation, Kalibrierung, Validierung

Die Berechnungsergebnisse numerischer Modelle bilden die Grundlage für Entscheidungen von erheblicher finanzieller und gesellschaftlicher Tragweite. Das begründete Vertrauen in die Modellergebnisse ist daher von enormer Be-

11.3 Numerische Modelle

541

deutung für die Entscheidungsträger. Dieses lässt sich erreichen, indem die unvermeidbaren Modellfehler bzw. die Genauigkeit eines Modells bekannt sind und mitgeteilt werden. Der Modellentwickler bedient sich in der Regel eines dreistufigen Vorgehens, um sich selbst und dem Auftraggeber objektiv die Fähigkeiten eines Modells zu beweisen. Diese Stufen sind

– Verifikation, – Kalibrierung, – Validierung.

Abb. 11.13 Beispiel für berechnete Überschwemmungsgebiete (Rastergröße wie in Abb. 11.11)

542

11

Hydraulische Modelle

Abb. 11.14 3d-Simulation und physikalisches Modell einer Surfwelle [11.11]

Die Verifikation und Kalibrierung finden während der Modellerstellung statt. Die Verifikation beinhaltet dabei die richtige Wahl des Berechnungsverfahrens, also der zutreffenden Modellgleichungen (z. B. 1d-Gleichungen bei überwiegend 1d-Problemen), der gewählten numerischen Lösungsmethode und selbstverständlich den Nachweis einer fehlerfreien Programmierung. All dies muss durch Plausibilitätstests immer wieder überprüft werden. Die Verifikation ist demnach der Beweis, dass von den gewählten Modellgleichungen und Eingangsdaten ausgehend die numerische Lösung hinreichend genau ist und die Diskretisierungsfehler und numerischen Abbruchfehler für die aktuelle Aufgabenstellung vernachlässigbar klein sind. Bei der anschließenden Kalibrierung des Modells mit Hilfe von aufgezeichneten Naturbeobachtungen werden die nicht eindeutig bekannten (einstellbaren) Parameter des Modells bestmöglich angepasst, so dass die in der Natur beobachteten Prozesse den Ergebnissen des Modells möglichst genau entsprechen. Einer der häufigsten justierbaren Parameter ist die Reibung, die nicht a priori bekannt ist, aber entscheidende Bedeutung für die Modellgüte hat. Bei sonst guter Datengrundlage – Profile, Längsentwicklung, Diskretisierung – sollten die bei der Kalibrierung des Modells gefundenen Parameter in einem physikalisch sinnvollen Bereich liegen. Ein rechnerisch notwendiger Strickler-Beiwert von kSt = 500 in einem natürlichen Gewässer deutet auf Pro-

11.4 Hybridmodelle

543

bleme bei der Datenlage oder bei der Modellbildung hin, z. B. bei zu starken Vereinfachungen. Hier muss zuerst nachgebessert werden und dann eine neue Kalibrierung durchgeführt werden. Es versteht sich von selbst, dass ein Modell umso besser konditioniert ist, je mehr Naturmessungen für die Kalibrierung zur Verfügung stehen. Aus Kostengründen wird man sich aber auf zwei bis vier reale Ereignisse stützen, wenn überhaupt welche vorhanden sind. Manchmal stehen aufgezeichnete Naturereignisse in der benötigten Art und Qualität, wie sie für eine gute Kalibrierung benötigt werden, gar nicht zur Verfügung. Dies ist beispielsweise bei der Simulation extremer Hochwasser mit großer Jährlichkeit der Fall, weil solche Ereignisse unter Umständen noch nicht aufgetreten sind. Hier ist der Modellentwickler auf seine Erfahrungen im Umgang mit anderen Modellen angewiesen. Nur bei sachkundiger Kalibrierung eines Modells kann erwartet werden, dass es als Prognoseinstrument für außergewöhnliche Ereignisse vertrauenswürdige Ergebnisse liefert. Ist die Modellerstellung abgeschlossen, muss die endgültige Gebrauchstauglichkeit des Modells durch eine Validierung nachgewiesen werden. In der Regel wird das Modell wie bei der Kalibrierung auf Situationen angewendet, die in der Natur abgelaufen sind. Auch hier müssen Modellergebnisse und Naturbeobachtung zusammenpassen. Ein qualitativ hochstehendes Softwarepaket im Bereich der hydraulischen Modellierung muss zweifellos korrekt und zuverlässig arbeiten. Daneben ist auch die Benutzerfreundlichkeit von entscheidender Bedeutung. Heute werden Modellierungsaufgaben in der Regel von Ingenieurbüros übernommen, die mit kommerzieller, nicht selbst entwickelter Software arbeiten. Dies hat Vor- und Nachteile: Zum einen können Ergebnisse schnell und wirtschaftlich geliefert werden. Zum anderen besteht die nicht zu unterschätzende Gefahr, dass die Rechenläufe unreflektiert übernommen und falsch interpretiert werden. Eine klare Benutzerführung ist daher unabdingbar, ebenso ein fachlich unterlegtes Handbuch, das den Anwender führt und vor möglichen Fehlinterpretationen von Modellergebnissen warnt.

11.4 Hybridmodelle Hybride Modelle versuchen, physikalische Modelle (das Experiment) und mathematische (die numerische Simulation) gleichzeitig zur Lösung von wasserbaulichen Problemen einzusetzen („hybrid“ bedeutet „von zweierlei Herkunft“).

544

11

Hydraulische Modelle

Nach P. Rutschmann [11.26] kann eine hybride Modellierung demzufolge als „das Zusammenwirken mindestens zweier Modellansätze, die sich in ihrer Methodik unterscheiden“ definiert werden. Er unterscheidet je nach Verknüpfung der unterschiedlichen Modelle zwischen ungekoppelten, lose gekoppelten und vollständig gekoppelten hybriden Modellen.

– Wird beispielsweise ein numerisches Modell dazu verwendet, um ein später zu bauendes physikalisches Modell im Vorfeld zu optimieren, so sind die beiden Teilmodelle ungekoppelt. Die hydraulischen Ergebnisse beider Modelle hängen ja nicht unmittelbar voneinander ab. – Bei einer losen Kopplung wird ein Problem nur durch die Interpretation beider Modelle gelöst. So sind beispielsweise die Parameter eines numerischen Modells nicht direkt messbar. Durch einen Vergleich zwischen Messung und Rechnung können diese Parameter optimiert werden. – Nur bei einer vollständigen Kopplung fließen die Ergebnisse des einen Modells unmittelbar und zeitgleich in das andere Modell ein. Dies wäre beispielsweise der Fall, wenn ein physikalisches Modell aufgrund der Ergebnisse einer numerischen Berechnung gesteuert würde. Der Charme hybrider Modelle im Bereich der wasserbaulichen Modellierung liegt vor allem in den jeweiligen Stärken und Schwächen der numerischen und der physikalischen Modelle. So haben numerische Modelle den Vorteil, dass keine Maßstabseffekte auftreten. Eine Simulation am Computer läuft – anders als beim physikalischen Modell – immer im Maßstab 1:1 ab. Das heißt, eine Festlegung auf das Froudesche Modell mit dem Nachteil, dass Zähigkeits- und Spannungskräfte nicht richtig wiedergegeben werden können, ist beim mathematischen Modell nicht nötig. Auch ist die Größe eines Berechnungsgebietes nicht durch die Platzvorgaben des wasserbaulichen Laboratoriums beschränkt. Hier spielt eher die verfügbare Speicherkapazität der EDV-Anlage eine Rolle und natürlich die notwendige Rechenzeit. Physikalische Modelle wiederum bieten den Vorteil einer hohen Anschaulichkeit. Strömungsbesonderheiten beispielsweise sind sofort erkennbar und müssen nicht erst durch verschiedene Methoden der Visualisierung gefunden werden. Durch eine hybride Modellierung wird versucht, die Vorteile beider Methoden der Simulation zu vereinigen. In Tabelle 11.3 sind die Vor- und Nachteile von physikalischer und numerischer Modellierung zusammengestellt.

11.4 Hybridmodelle Tabelle 11.3

545

Vor- und Nachteile von physikalischen und numerischen Modellen nach [11.26]

Physikalische Modelle

Numerische Modelle

Vorteile:

Anschaulichkeit schnelle Resultate

geringe Kosten rasche Erstellung Einfache Änderung keine Übertragungsgrenzen keine Maßstabseffekte Modellgröße beinahe beliebig

Nachteile:

lange Bauzeit Änderungen schwierig

Notwendigkeit der Visualisierung lange Rechenzeiten auch bei kleinen Änderungen

Übertragungsgrenzen Maßstabseffekte Modellgröße begrenzt

Eine Möglichkeit für ein hybrides Modell stellt W. Zielke vor [11.31]. In diesem Vorschlag für ein vollständig gekoppeltes Hybridmodell würde man die Nordsee und einen Teil der Elbe in einer numerischen Simulation abbilden und dadurch die Randbedingungen für ein physikalisches Modell eines Ausschnitts der Unterelbe erzeugen. Die besonderen Stärken der numerischen Modellierung lägen in der Möglichkeit, ein sehr großes Gebiet wirtschaftlich zu untersuchen und wichtige Effekte zu berücksichtigen (z. B. Windeinfluss, Corioliskraft). Das kleinräumige hydraulische Modell würde die dreidimensionale Strömung gut wiedergeben. Die Zukunft hybrider Modellierung Schon zu Beginn der Entwicklung numerischer Computermodelle entstand die Idee, die Vorteile von mathematischen und physikalischen Modellen zu nutzen. Ein wahrer Durchbruch der hybriden Modellierung ist jedoch bis heute nicht erfolgt. W. Zielke [11.31] begründet die mangelnde Attraktivität mit der großen Zurückhaltung experimenteller Hydromechaniker. Er bezweifelt sogar, dass sich die hybriden Modelle weiterentwickeln werden, da die numerischen Modelle zunehmend auch für dreidimensionale Fragestellungen eingesetzt werden.

546

11.4.1

11

Hydraulische Modelle

Anmerkungen zu numerischen Modellen

Durch die heute vorhandenen Möglichkeiten der numerischen Modellierung von Strömungsvorgängen muss die Ausschließlichkeit von physikalischen Modellen neu definiert werden. Es stellt sich immer mehr die Frage, ob physikalische Modellierung noch notwendig, ja zeitgemäß ist. Generell kann man heute festhalten, dass immer dann, wenn keine hydrostatische Druckverteilung vorhanden ist, 1d- oder 2d Modelle nicht anwendbar sind. Da die numerischen 3d-Modelle sich weitgehend noch im Stadium der Forschung befinden und auch hierfür Rechenkapazitäten benötigt werden, die nur in Wissenschaftszentren zur Verfügung stehen, ist gegenwärtig bei dreidimensionalen Strömungsvorgängen nach wie vor der physikalische Modellversuch zur wirklichkeitsnahen Abbildung notwendig. Jede Modellierung bedarf einer Qualitätskontrolle. Dies gilt auch und vor allem für die numerische Modellierung. Die einfache Benutzung eines vorgegebenen Programms garantiert keine belastbaren Aussagen; die ingenieurmäßige Beurteilung der Ergebnisse ist unverzichtbarer Bestandteil der Qualitätssicherung. Unter diesem Gesichtspunkt ist es auch mehr als fraglich, ob die Ingenieurleistung einer wasserbaulichen Modellierung einem nur finanziellen Wettbewerb unterliegen darf. Bestandteil der Qualitätskontrolle ist auch und vor allem bei der Numerik die Kalibrierung und – was oft vergessen wird – die Validierung des Modells bevor belastbare Aussagen für die Planung gemacht werden können (siehe Abschnitt 11.3.2). Wie die Erfahrungen zeigen, ist bei Sedimenttransportmodellen die Qualitätssicherung durch Kalibrierung und Validierung im Vergleich zu Strömungsmodellen noch wichtiger. Fehlen hierfür die Informationen aus Feldmessungen, so sollte sich der Ingenieur bei der Interpretation der Ergebnisse darauf beschränken, Bandbreiten möglicher Entwicklung abzuschätzen und Eingriffsmöglichkeiten für bestimmte Verhaltensformen der Flusssohle und dessen Ufer angeben. Fehler in der Berechung des Geschiebetransportes können sich ausgleichen und eine stimmige Gesamtbilanz kann auch Zufall sein. Zweifellos trägt die numerische Modellierung viel zur Klärung des Phänomens des Geschiebetransports bei. Die Notwendigkeit von numerischen Modellen ergibt sich vor allem bei der Betrachtung von längeren Flussabschnitten, die sich schon aus Platz-, Zeitund Kostengründen der physikalischen Modellierung entziehen. Gerade im Flussbau zeigt sich, dass sich physikalische und numerische Modellierung gegenseitig benötigen.

11.5 Literatur

547

11.5 Literatur 11.1

11.2 11.3 11.4 11.5 11.6 11.7 11.8

11.9 11.10 11.11 11.12 11.13 11.14 11.15 11.16 11.17 11.18 11.19

Aufleger M., Hafner T., Niedermayr A., Schindler M., Schmautz M.: Uferrückbau und eigendynamische Entwicklung von geschiebeführenden Flüssen – Ergebnisse von physikalischen und numerischen Modelluntersuchungen. Österreichische Wasser- und Abfallwirtschaft, Heft 1/2, S. 17 - 25, 2005 Chaudhry M. H. und Mays L. W.: Computer Modeling of Free-Surface and Pressurized Flows. NATO ASI Series E: Applied Sciences, Vol. 274, Kluwer Academic Publishers, 1994 Chung T. J.: Computational Fluid Dynamics, 2002, Cambridge University Press. Durst F., Melling A., Whitelaw J. H.: Theorie und Praxis der Laser-DopplerAnemometrie. Verlag G. Braun, Karlsruhe, 1987 DVWK: Numerische Modelle von Flüssen, Seen und Küstengewässern, Schriftenreihe des Deutschen Verbandes für Wasserwirtschaft und Kulturbau e. V., Heft 127, Bonn: Wirtschafts- und Verlagsgesellschaft Gas und Wasser, 1999 Faulhaber P.: Kombination von aerodynamischen und numerischen Modellen zur Untersuchung von flussbaulichen Problemen. Mitteilungen des Instituts für Wasserbau und Technische Hydromechanik der TU Dresden, Heft 13, 1998 Fletcher C. A. J.: Computational Techniques for Fluid Dynamics, Volume II: Specific Techniques for Different Flow Categories, 2nd Ed., Springer-Verlag, 1991 Forkel Ch.: Numerische Modelle für die Wasserbaupraxis: Grundlagen, Anwendungen, Qualitätsaspekte. Mitteilungen des Lehrstuhls und Instituts für Wasserbau und Wasserwirtschaft der Rheinisch-Westfälischen Technischen Hochschule Aachen, Band 130. Hrsg. J. Köngeter, 2004 Franke P.-G.: Hydraulik für Bauingenieure. Walter de Gruyter Verlag, Berlin, 1974 Griebel M., Dornseifer T., Neunhoeffer T.: Numerische Simulation in der Strömungsmechanik - Eine praxisorientierte Einführung, Vieweg-Verlag, 1995 Grünzner M., Schindler M.: Modellvergleich Surfwelle – Physikalischer Modellversuch und CFX. In: Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft 104, S. 243 - 250, 2006 Hartlieb A.: Physikalische Bauwerksmodelle – Grundlagen und Anwendungsgrenzen. In: Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft 104, S. 97 - 104, 2006 Hirsch C.: Numerical Computation of Internal and External Flows, Volume 1: Fundamentals of Numerical Discretization, John Wiley & Sons, 1988 Hydraulische und numerische Modelle im Wasserbau, Entwicklung – Perspektiven, Dresdner Wasserbauliche Mitteilungen, Heft 13, Dresden, 1998 Langtangen H. P., Mardal K.-A., Winther R.: Numerical methods for incompressible viscous flow; in: Advances in Water Resources 25, 2002 Levich V. G.: Physikochemical Hydrodynamics. Prentice-Hall International, London, 1962 Liebscher H.-J.: Mathematisch-numerische Modelle in der Wasserwirtschaft, Handlungsempfehlung für Forschungs- und Entwicklungsarbeiten, Bundesanstalt für Gewässerkunde, Mitteilung Nr. 27, Koblenz, Berlin, 2002 Malcherek A.: Hydromechanik der Fließgewässer, Habilitationsschrift, Universität Hannover, 2001 Malcherek A.: Mathematische Modellierung von Strömungen und Stofftransportprozessen in Ästuarien. Institut für Strömungsmechanik und elektronisches Rechnen im Bauwesen, Universität Hamburg, Bericht Nr. 44, 1995

548

11

Hydraulische Modelle

11.20 Martin H., Pohl R. u. a.: Hydraulische und numerische Modelle, Technische Hydromechanik Band 4, Huss-Medien GmbH, Berlin, 2000 11.21 Nestmann F.: Aerodynamische Modelle, eine strömungsmechanische Untersuchungsmethode zur Planung wasserbaulicher Maßnahmen. Mitteilungen des Franzius-Instituts für Wasserbau und Küstenwesen, Hannover, Heft 73, 1992 11.22 Niedermayer A. und Aufleger M.: Eigendynamische Flussaufweitungen – Grundlagenversuche in großem Maßstab. In: Lebensraum Fluss – Hochwasserschutz, Wasserkraft, Ökologie. Mitteilungsheft Nr. 101 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, S. 279 - 291, 2004 11.23 Nujic M.: Praktischer Einsatz eines hochgenauen Verfahrens für die Berechnung von tiefengemittelten Strömungen. Mitteilung des Instituts für Wasserwesen der Universität der Bundeswehr München, Heft 64, 1999 11.24 Peyret R. und Taylor T. D.: Computational Methods for Fluid Flow, SpringerVerlag, 1983 11.25 Ruck B.: Lasermethoden in der Strömungstechnik. AT-Fachverlag, Stuttgart, 1990 11.26 Rutschmann P.: Hybride Modelle im Wasserbau. In: Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft 104, S. 87 - 96, 2006 11.27 Schmautz M.: Eigendynamische Aufweitung in einer geraden Gewässerstrecke – Entwicklung und Untersuchungen an einem numerischen Modell. Mitteilungsheft Nr. 96 des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, 2002 11.28 Strobl Th. (Hrsg.): Anwendung und Grenzen physikalischer und numerischer Modelle im Wasserbau, Mitteilungen des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München, Heft 104, München, Obernach, 2006 11.29 Vreugdenhil C. B.: Computational Hydraulics - An Introduction. Springer-Verlag Berlin Heidelberg, 1989 11.30 Zielke W. (Hrsg): Elektronische Berechnung von Rohr- und Gerinneströmungen Ein Kompendium computerorientierter Verfahren zur Berechnung stationärer und instationärer Strömungen in Rohrleitungen und Rohrnetzen, Flüssen und Kanälen. Erich Schmidt Verlag Berlin, 1974 11.31 Zielke W.: Wegweiser durch numerische Modelle. In: Numerische Modelle von Flüssen, Seen und Küstengewässern, Schriftenreihe des Deutschen Verbandes für Wasserwirtschaft und Kulturbau e. V., Heft 127, Bonn: Wirtschafts- und Verlagsgesellschaft Gas und Wasser, 1999

12

Rechtliche Aspekte

In der Regel hat der Bau von wasserbaulichen Anlagen weit reichende Konsequenzen für die betroffenen Länder, Kommunen und Bürger, aber auch für Natur und Umwelt. Damit bei der Projektierung sowohl Gemeinwohl als auch Umweltschutz gebührende Beachtung finden, sind bei der Planung eine Vielzahl von Gesetzen und festgelegte Genehmigungsverfahren zu berücksichtigen. Im folgenden Kapitel werden die für den Wasserbau relevanten Richtlinien, Gesetze und Verfahrensabläufe grundsätzlich dargelegt. Aufgrund der Fülle, Vielschichtigkeit und stetiger Aktualisierung kann verständlicherweise nur ein prinzipieller Überblick geboten werden. Planer und Ausführende müssen sich daher stets über die aktuellen rechtlichen Vorgaben informieren.

12.1 Geschichte des Wasserrechts Aufgrund der klimatischen Bedingungen und der damit verbundenen ausreichenden Wasservorkommen spielte in Mitteleuropa die Regelung der Wassernutzung lange Zeit eine untergeordnete Rolle. Zur Zeit der Germanen war Wasser Gemeingut und durfte von jedem genutzt werden. Auch bei der Einführung des Lehensrechtes im Mittelalter blieben Wald, Ströme und Bäche Allgemeingut und durften von allen Personen einer zugeordneten Siedlungsgemeinschaft genutzt werden. Noch heute darf jeder im Rahmen der Gemeinverträglichkeit bestimmte Nutzungen an natürlich fließenden Gewässern ausüben. Hierzu gehören Baden, Waschen, Tränken, Schwemmen, Schöpfen mit Handgefäßen, Eissport treiben und das Befahren mit kleinen Fahrzeugen ohne Triebkraft. Frühe Entwicklungen Im Laufe der Jahrhunderte erlangten die jeweiligen Territorialherren jedoch eine gewisse Hoheitsgewalt über die Gewässer, das sogenannte Regalrecht, das ihnen erlaubte, Nutzungen an Interessenten zu verleihen, um sich zusätzliche Einnahmen zu verschaffen. Zu diesen zählen die Fähr- und Floßregale, Fischereiregale, Schifffahrts- und Mühlenrechte. Bis zum Ende des 19. Jahrhunderts gab es in Deutschland im Bereich des Wasserrechts eine große Zersplitterung in viele Einzel- und Sondergesetze,

550

12

Rechtliche Aspekte

was eine allgemein gültige Regelung notwendig machte. Zentralistische Tendenzen, ein im damaligen Reichsgebiet einheitliches Wasserrecht zu schaffen, scheiterten zum einen daran, dass dem Deutschen Reich nach der Reichsverfassung von 1871 die Gesetzgebungskompetenz dazu fehlte. Zum anderen, weil die einzelnen Bundesstaaten bereits damit beschäftigt waren, eigene, umfassende Wassergesetze zu erarbeiten und zu erlassen, welche durchaus den Anforderungen genügten und als fortschrittlich anzusehen waren. So wurden in den Jahren 1876 bis 1913 Wassergesetze in den einzelnen deutschen Staaten verabschiedet, die bis in die sechziger Jahre des 20. Jahrhunderts Gültigkeit hatten. In der Weimarer Verfassung von 1919 wurden lediglich die dem allgemeinen Verkehr dienenden Binnenwasserstraßen in das Eigentum und in die Verwaltung des Reiches als sogenannte Reichswasserstraßen überführt, die wasserrechtliche Gesetzgebungsbefugnis blieb jedoch bei den Ländern. Selbst in der Zeit des Nationalsozialismus mit der damals allumfassenden Gesetzgebungskompetenz des Reiches wurde kein Reichswassergesetz verabschiedet [12.11]. Entwicklung in der Neuzeit Nach dem Zweiten Weltkrieg wurde mit der Neugliederung der Bundesländer auch eine Neuordnung der inhomogenen Gesetzesstruktur notwendig. In den Artikeln 70, 72 und 75 des Grundgesetzes sind die jeweiligen Kompetenzen zur Gesetzgebung festgelegt. So hat der Bund z. B. im Bereich des Wasserhaushalts, der Raumordnung, des Naturschutzes und der Landschaftspflege das Recht, Rahmenvorschriften für die Gesetzgebung der Länder zu erlassen (Rahmengesetzgebung, Art. 75 GG). Dieser allgemeine Rahmen ist durch die jeweilige Ländergesetzgebung auszufüllen und zu ergänzen. Wenn der Bund in bestimmten Fällen von diesem Recht keinen Gebrauch macht, sind die Länder zur Gesetzgebung befugt (konkurrierende Gesetzgebung, Art. 72 GG). Gemäß der föderalistischen Struktur in Deutschland haben in vielen anderen Bereichen die Länder das Recht zur Gesetzgebung (Art. 70 GG). Als Rahmengesetz des Bundes trat am 1.1.1960 das Wasserhaushaltsgesetz (WHG) in Kraft, dem in den folgenden zwei Jahren sämtliche Ländergesetze folgten. Änderungen und Ergänzungen im WHG in den darauf folgenden Jahrzehnten zogen Anpassungen der Ländergesetze nach sich. Die neuen Bundesländer hatten nach der deutschen Einigung ebenfalls neue Ländergesetze in Anlehnung an das WHG zu erlassen. Durch die Einführung der Europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL) im Jahre 2000 wurde abermals eine Neufassung des WHG sowie aller Ländergesetze notwendig, um deutsches Recht an das übergeordnete internationale Recht anzupassen.

12.2 Grenzüberschreitende Gewässer

551

12.2 Grenzüberschreitende Gewässer Das internationale Wasserrecht versucht, die Spannungsfelder im Umgang und bei der Nutzung internationaler Flusssysteme zu entschärfen. Immer dann, wenn ein Gewässer mehrere Anrainerstaaten berührt oder durchfließt, wirken sich die unterschiedlichen Nutzungen des Wasssers zwangsläufig auf die Interessen aller Staaten aus, die einen Anteil am Gewässer haben. Bei grenzüberschreitenden Flüssen ist es meist der Wasserverbrauch, der die Unterlieger betrifft. Die zahlreichen Talsperren beispielsweise, welche die Türkei in den zurückliegenden Jahren errichten ließ, nutzen zu einem großen Anteil das Wasser des Euphrats für Bewässerungszwecke in Südostanatolien (GAP-Projekt). Dem Unterlieger Syrien verbleiben lediglich 500 m3/s an zugesichertem Abfluss. Da auch Syrien das Euphratwasser nutzt, bleibt dem Irak als nächstem Anrainerstaat noch weniger Wasser für seine Bewässerungsprojekte. Bei Seen treffen die gleichen Grundsätze zu: Nutzt ein Land das Wasser eines Süßwassersees, so sind alle benachbarten Länder betroffen. Hier können auch Aspekte der Wasserverschmutzung eine Rolle spielen, z. B. bei Einleitung von ungeklärtem Abwasser. Neben Flüssen und Seen können auch Grundwasservorkommen betroffen sein, deren Vorräte unter mehreren Ländern liegen. So fördert Libyen Grundwasser aus dem Nubischen Becken bei Kufra. Mit dem Projekt Great Man Made River werden täglich mehr als zwei Millionen Kubikmeter Wasser in großen Pipelines zur Wasserversorgung der libyschen Städte und für landwirtschaftliche Nutzflächen von den Pumpen im Süden in den Norden des Landes gefördert. Man vermutet, dass die Nutzung dieses 20- bis 30-tausend Jahre alten riesigen Grundwasserreservoirs sich bis unter die Nachbarländer Sudan und Ägypten auswirkt und daher erhebliches Konfliktpotenzial in sich birgt. Internationales Wasserrecht Die Problematik der Wassernutzung bei internationalen Gewässern wurde Mitte des 20. Jahrhunderts erkannt. Die International Law Association (ILA) begann ihre Tätigkeit zum Thema „Internationales Wasserrecht“ im Jahre 1954. Anlässlich der 52. Konferenz im Jahre 1966 entstanden in der finnischen Hauptstadt die sogenannten „Helsinki Rules on the Use of the Waters of International Rivers“ [12.10]. Diese Regeln haben allerdings keinen verbindlichen Gesetzescharakter. Sie sind vielmehr Empfehlungen an die Anrainerstaaten von länderübergreifenden Flusssystemen, in denen wasserwirtschaftliche und wasserbauliche Projekte geplant und durchgeführt werden. Die Grundsätze dieser Regeln versuchen, die internationalen Wasservorkommen möglichst gerecht unter den Anrainerstaaten zu verteilen. Die jeweiligen Bedürfnisse eines jeden einzelnen Staates sind dabei zu beachten. Unter

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12

Rechtliche Aspekte

anderem sind gemäß den sogenannten Helsinki-Rules folgende Aspekte zu berücksichtigen:

– Die Geografie des Flussgebietes, insbesondere die Größe des Einzugsgebietes in jedem Anrainerstaat, – die Hydrologie des Flussgebietes, – der Anteils an Wasser, den das Einzugsgebiet eines Anrainerstaates zum Abfluss beiträgt, – die Wirkung des Klimas auf das Flussgebiet, – die Nutzung des Einzugsgebietes in der Vergangenheit und in der Gegenwart, – die ökonomischen und sozialen Bedürfnisse eines jeden Anrainerstaates, – die Bevölkerung eines Anrainers, die auf das Wasser des Flussgebietes angewiesen ist, – Kosten für Alternativen, um die wirtschaftlichen und sozialen Bedürfnisse eines Anrainerstaates zu befriedigen, – andere verfügbare Ressourcen, – Vermeidung von unnötigen Wasserverlusten im Einzugsgebiet des Flusses. Die Beachtung dieser Aspekte gestaltet sich meist schwierig. Durch die unterschiedlichen Interessen der Anrainerstaaten kommt es häufig zu Konflikten. Es gibt eine lange Liste von Beispielen für Krisenpotenziale bei der Wasserverteilung bzw. Nutzung internationaler Flussläufe. Genannt wurden bereits die Probleme zwischen der Türkei und Syrien aufgrund der Nutzung des Euphrats. Ähnliche Probleme betreffen die Türkei und den Irak am Tigris. Ein sich anbahnender Konflikt entsteht gegenwärtig zwischen dem Sudan und Ägypten. Trotz wiederholter Rückschläge beim Aufbau der Wirtschaft entwickelt sich der Sudan weiter und wird künftig erhöhten Anspruch auf das Wasser des Nils anmelden. Es ist bereits mit dem Bau von Wasserkraftwerken begonnen worden. Ist Energie verfügbar, steht der Planung von Bewässerungsprojekten nichts mehr im Wege. Alles Wasser, das der Sudan allerdings verbraucht, fehlt den Ägyptern, die ihrerseits das Wasser dringend für ihre Landwirtschaft benötigen, z. B. für das Toshka-Projekt im Süden des Landes. Bilaterale Abkommen Einfacher als in den vorgenannten Fällen stellt sich die rechtliche Situation in Ländern dar, die bereits seit Jahrhunderten ihre Gewässer intensiv nutzen. So sind die Anrainerstaaten der Donau beispielsweise in der „Internationalen Kommission zum Schutz der Donau“ (IKSD) vereint. Diese wird auf der Ebe-

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

553

ne der gesamten Donau-Flussgebietseinheit als Plattform für alle wasserwirtschaftlichen Koordinationen genutzt. Deutschland und Österreich haben am 1.12.1987 in Regensburg den Vertrag über die wasserwirtschaftliche Zusammenarbeit im Einzugsgebiet der Donau geschlossen. Der Vertrag dient der grenzüberschreitenden Zusammenarbeit zwischen Deutschland und Österreich auf dem Gebiet der Wasserwirtschaft. Neben einem umfassenden Informationsaustausch werden Vorhaben auf dem Gebiet des Gewässerschutzes, der Unterhaltung und des Ausbaus von Gewässern, ihrer Nutzung und Hydrographie unter anderem inhaltlich zwischen der österreichischen und deutschen Seite abgestimmt. Auch mit der Tschechischen Republik besteht seit 12.12.1995 ein Vertrag über die Zusammenarbeit auf dem Gebiet der Wasserwirtschaft an den Grenzgewässern. Die deutsch-tschechische Grenzgewässerkommission hat als Aufgabe unter anderem den Schutz und die Verbesserung der Wasserbeschaffenheit der Gewässer, die Unterhaltung und den Ausbau von Wasserläufen, den Schutz vor Hochwasser- und Eisgefahr und die Nutzung der Wasserkraft. Das 1944 geschlossene Abkommen zwischen den USA und Mexiko regelt vertraglich die Verteilung des Wassers aus dem Colorado. Bevor der Colorado die Grenze zu Mexiko passiert, wird ihm bei Yuma fast der gesamte Abfluss entzogen und in den All American Canal abgeleitet. Dieser künstliche Bewässerungskanal verläuft auf amerikanischer Seite entlang der mexikanischen Grenze und versorgt die Farmen im Imperial Valley von Südkalifornien mit Wasser. Diese ehemalige Wüstengegend ist heute ein 200 000 Hektar großes landwirtschaftliches Bewässerungsgebiet. Pro Jahr stehen Mexiko 1,85 Mrd. Kubikmeter Wasser vertraglich zu. Das entspricht einem durchschnittlichen Abfluss von rund 60 m3/s. Der Colorado hat einen mittleren Abfluss von 280 m3/s, bevor bei Yuma Wasser ausgeleitet wird. Die genannten Beispiele stehen stellvertretend für eine Vielzahl von bilateralen Abkommen, aber auch für Konfliktherde. In der Fachwelt besteht weitgehend Übereinkunft, dass den Wasserabkommen in Zukunft eine enorm wichtige Rolle zukommen wird, wenn man Konflikte oder gar einen „Krieg um Wasser“ vermeiden will.

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL) 12.3.1

Gewässerschutz in Europa

Die Europäische Wasserrahmenrichtlinie ist auf Drängen des Europäischen Parlaments und der EU-Mitgliedsstaaten zustande gekommen und trat am 22. Dezember 2000 in Kraft. Das Anliegen der Mitgliedsstaaten war, die Vielzahl

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12

Rechtliche Aspekte

der bisherigen Wasserrichtlinien, die sich über 20 Jahre hinweg aufgrund sehr unterschiedlicher Bedürfnisse und Probleme entwickelt hatten, durch ein modernes, kohärentes europäisches Wasserrecht zu ersetzten. Ziel ist die Schaffung eines Ordnungsrahmens für den Schutz aller Gewässer und der direkt von ihnen abhängigen Landökosysteme und Feuchtgebiete in Hinblick auf deren Wasserhaushalt. Die Kernaussagen der WRRL, nämlich Verschlechterungsverbot, Verbesserungsgebot und Nachhaltigkeit gelten sowohl für Oberflächengewässer als auch das Grundwasser. Bis zum Jahr 2015 soll für alle europäischen Gewässer ein „guter Zustand“ bzw. bei stark veränderten Gewässern ein „gutes ökologisches Potenzial“ erreicht werden und europaweit eine nachhaltige Wassernutzung gewährleistet sein. Damit diese Ziele erreicht werden können, fordert die WRRL grenzüberschreitende Zusammenarbeit zwischen den Ländern und allen beteiligten Parteien sowie die aktive Beteiligung von Bürgern, nichtstaatlichen Organisationen und lokalen Gemeinden bei Wasserbewirtschaftungsaktivitäten. 12.3.2

Ziele der WRRL

Die WRRL schafft einen Ordnungsrahmen zum Schutz aller Gewässer, also der Oberflächengewässer und des Grundwassers. Sie beinhaltet im Wesentlichen folgende Ziele:

– Herstellung eines guten ökologischen und chemischen Zustands der oberirdischen Gewässer einschließlich der Küstengewässer. Für künstliche oder erheblich veränderte Gewässer soll ein gutes ökologisches Potenzial und ein guter chemischer Zustand erreicht werden. Dieses Ziel soll europaweit bis zum Jahr 2015 erreicht werden, außer in begründeten Ausnahmefällen, – die Verschmutzung der Oberflächengewässer durch prioritäre Stoffe soll schrittweise reduziert werden, gefährliche Stoffe aus den Gewässern gänzlich eliminiert werden, – Verschlechterungsverbot für Oberflächengewässer und Grundwasser, – Erreichung eines guten chemischen und quantitativen Zustands beim Grundwasser und eine Trendumkehr bei dessen Verschmutzung, – Einführung des Verursacher- und Kostendeckungsprinzips bei der Wasserpreisgestaltung bis zum Jahr 2010. Das bedeutet, dass die Wassergebühren auch Umwelt- und Ressourcenkosten beinhalten und damit einen Anreiz zur effizienten Nutzung der Ressource Wasser bieten, – Minderung der ökologischen Auswirkungen von Überschwemmungen und Dürren.

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

555

Tafel: Globale und Europäische Wassersituation Wasser ist für alles Leben auf der Erde unerlässlich. Unser Leben und unsere wirtschaftlichen Aktivitäten hängen vollständig von dieser wertvollen Ressource ab. Auf globaler Ebene ist Wasser jedoch häufig nur sehr begrenzt verfügbar. Wichtige Fakten zur globalen Wassersituation [12.3]: - weniger als ein Prozent des Wassers auf der Erde steht für den menschlichen Verbrauch zur Verfügung, - über 1,2 Mrd. Menschen steht kein sauberes Trinkwasser zur Verfügung. Verglichen mit der Lage in manch anderen Teilen der Welt ist der Zustand der europäischen Wasservorkommen relativ gut: Der Kontinent leidet nicht unter einer allgemeinen Wasserknappheit und extreme Wasserprobleme wie Dürreperioden und Überschwemmungen sind selten. Bei näherer Betrachtung wird jedoch klar, dass die Qualität der europäischen Gewässer alles andere als zufriedenstellend ist. Wichtige Fakten zum Zustand der europäischen Gewässer: - 20 % des gesamten Oberflächenwassers in der Europäischen Union sind schwer schadstoffbelastet, - 65 % des Trinkwasserbedarfs in Europa werden durch Grundwasservorkommen gedeckt, - 60 % der europäischen Städte übernutzen ihre Grundwasservorräte, - 50 % der Feuchtgebiete sind aufgrund der Übernutzung des Grundwassers gefährdet, - die Fläche von künstlich bewässertem Land im südlichen Europa hat sich seit 1985 um 20 % vergrößert.

Das Ziel eines „guten Zustandes“ der Gewässer bedeutet, dass sie nur in geringem Maße von ihrem natürlichen Zustand, dem „sehr guten“ Zustand ihres Referenzgewässers, abweichen. Das Verschlechterungsverbot bedeutet, dass grundsätzlich kein Gewässer, weder ein naturnahes noch eines in einem „schlechten“ chemischen oder ökologischen Zustand, in seiner Qualität verschlechtert werden darf. Zusätzlich sind Maßnahmen zu ergreifen, um ein Oberflächengewässer in den „guten“ Zustand zurückzuführen bzw. beim Grundwasser eine Trendumkehr bei der Schadstoffbelastung zu erreichen.

556

12.3.3

12

Rechtliche Aspekte

Neue Ansätze für die Gewässerbewirtschaftung

Die Wasserrahmenrichtlinie enthält neue Gesichtspunkte und Ansätze, die zukünftig die Gewässerbewirtschaftung in Deutschland prägen werden:

– Die Gewässer sind flussgebietsbezogen zu bewirtschaften, d. h. das gesamte Gewässersystem mit allen Zuflüssen ist zu berücksichtigen. Dabei sind die hydrologischen Bedingungen maßgebend und nicht mehr Verwaltungs- oder Staatsgrenzen. – Die Bewertung des ökologischen Zustands der Oberflächengewässer wird gewässertypenspezifisch anhand der Qualitätsmerkmale eines Referenzgewässers durchgeführt. – Maßgebliches Kriterium für die Beurteilung des Gewässerzustandes sind nicht mehr die chemischen und physikalischen Parameter, sondern die Gewässerökologie, vor allem die Gewässerflora und -fauna. – Für die jeweiligen Flussgebietseinheiten sind Bewirtschaftungspläne einschließlich Maßnahmenprogramme aufzustellen, die national und international koordiniert werden müssen, um eine kohärente Gewässerbewirtschaftung zu gewährleisten. – Eine aktive Einbindung und Information der Öffentlichkeit bei allen Schritten der Umsetzung der WRRL ermöglicht eine frühzeitige Identifikation und die Lösung von Konflikten sowie eine Nutzung des Wissens öffentlicher Interessensgruppen. Zudem führt sie zu erhöhter Transparenz und zu mehr Akzeptanz der neuen Regelungen in der Bevölkerung. Vor diesem Hintergrund diskutiert die Länderarbeitsgemeinschaft Wasser (LAWA) zusammen mit dem Bundesministerium für Umwelt, Naturschutz und Reaktorsicherheit (BMU) die rechtliche, organisatorische und fachliche Umsetzung in Deutschland. 12.3.4

Legislative Umsetzung in Deutschland

Die Wasserrahmenrichtlinie musste bis Ende Dezember 2003 in nationales Recht umgesetzt werden. In der föderalistisch strukturierten Bundesrepublik Deutschland hat der Bund jedoch nur eine sogenannte Rahmengesetzgebungskompetenz. Das bedeutet, dass die Richtlinie nicht mit all ihren Details in Bundesrecht überführt werden konnte, sondern nur rahmenrechtliche Vorgaben gemacht wurden. Diese Vorgaben wurden durch die Landesrechte der Bundesländer konkretisiert, das heißt, es mussten 16 Länderrechte und Verordnungen bis Ende 2003 an die WRRL angepasst werden. Die 7. Novelle des Wasserhaushaltsgesetzes (WHG, siehe Abschnitt 12.4) trat fristgerecht am 25.06.2002 in Kraft.

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

557

Sie beinhaltet sowohl die wesentlichen Grundsätze der Richtlinienparagrafen der WRRL als auch die Regelungsaufträge an die Länder. Die Anpassung der Ländergesetze an das neue WHG erfolgte ebenfalls fristgefercht. Handbuch als Arbeitshilfe

Ergänzend zu den Bundes- und Ländergesetzen hat die Länderarbeitsgemeinschaft Wasser (LAWA) sowohl ein Handlungskonzept als auch eine Arbeitshilfe und Musterverordnungen zur WRRL entworfen. Sie sollen die komplexen Regelungen verständlich und handhabbar machen und eine bundeseinheitliche Umsetzung gewährleisten. 12.3.5

Flussgebietsbezogene Gewässerbewirtschaftung

Die WRRL verfolgt den Ansatz der Gewässerbewirtschaftung in Flussgebietseinheiten. Hierunter werden Flussgebiete mit einer Mündung ins Meer und deren zugeordnete Grundwasserkörper bzw. Küstengewässer zur Bewirtschaftung zusammengefasst. Nach derzeitigem Stand existieren in Deutschland zehn Flussgebietseinheiten welche wiederum in Teileinzugsgebiete unterteilt sind (Abb. 12.1). Die Mitgliedsstaaten sind zur Koordination eines einzigen internationalen bzw. nationalen Bewirtschaftungsplans verpflichtet, gegenüber Nichtmitgliedsstaaten haben sie sich um einen gemeinsamen Plan zu bemühen. Grundlegende Ziele und Vorgaben (z. B. Datenformate, Unterteilungen der Flussgebietseinheiten) werden auf dieser Ebene nach dem „Top-down“-Prinzip* festgelegt. Die fachliche Bewirtschaftung erfolgt in den Teileinzugsgebieten; die Ergebnisse werden anschließend in Arbeitsgremien nach dem „Bottomup“-Prinzip zusammengeführt.

*

Top-down-Methode (engl. top „Spitze“, down „hinunter“). Deduktive Methode, bei der man schrittweise von allgemeinen, umfassenden Strukturen zu immer spezielleren Details übergeht; Gegensatz: Bottom-up-Methode (Quelle: Das große Fremdwörterbuch, Dudenverlag, 2003).

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12

Rechtliche Aspekte

Nordsee

Ostsee

Eider Schlei / Trave Warnow / Peene

Oder Ems Weser

Elbe

Maas

Rhein

Donau

Abb. 12.1 Flussgebietseinheiten in Deutschland (Quelle: Umweltbundesamt)

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

12.3.6

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Planungsschritte

Die Wasserrahmenrichtlinie legt für die einzelnen Planungsschritte Termine fest, die verbindlich einzuhalten sind. Bei Nichterfüllung der zeitlichen und inhaltlichen Vorgaben drohen den Mitgliedsstaaten finanzielle Strafen. Bei Verstößen gegen die Rechtvorschriften der EU kann nach einem Verfahren vor dem Europäischen Gerichtshof ein Strafgeld gegen die Mitgliedsländer festgelegt werden, die die Rechtvorschriften nicht vollständig oder rechtzeitig umgesetzt haben. Je nach Schwere des Sachverhalts können bis zu 750.000 Euro pro Tag als Strafgeld gefordert werden [12.8] .

Zeitliche Umsetzung der Wasserrahmenrichtlinie Die zeitliche Abstufung der Planungsschritte ist in Abb. 12.2 dargestellt. Spätestens im Jahre 2015 sind alle Vorgaben umzusetzen. Anschließend ist vorgesehen, die Maßnahmenprogramme und Bewirtschaftungspläne alle sechs Jahre zu aktualisieren.

Abb. 12.2 Termine der einzelnen Planungsschritte

Bestandsaufnahme Als Basis für die Maßnahmenplanung schreibt die WRRL eine gründliche Bestandsaufnahme vor, die in den einzelnen Flussgebietseinheiten bis Ende 2004 abgeschlossen wurde. Sie beinhaltet die Bereiche:

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12

Rechtliche Aspekte

– Typisierung und Ausweisung der Gewässer, – Erfassung und Beurteilung signifikanter Belastungen, – wirtschaftliche Analyse der Wassernutzungen, – Verzeichnis der Schutzgebiete. Die Bestandsaufnahme basiert auf bereits vorhandenen Daten und Informationen, die durch die bestehende Gewässerüberwachung zur Verfügung stehen (Gewässergütekarte). Informationslücken werden dann im nächsten Schritt, der Aufstellung von Überwachungsprogrammen bis 2006, geschlossen. Diese Vorgehensweise führte jedoch dazu, dass bei der vorläufigen Bewertung der Wasserkörper im Rahmen der Bestandsaufnahme, bei einem großen Teil der Gewässer die Zielerreichung „unklar“ erfolgen musste, da vielfach Daten und Kenntnisse über Zusammenhänge fehlten. Nach der Monitoringphase (Aufstellung von Überwachungsprogrammen) kann dann die endgültige Bewertung erfolgen. Einteilung und qualitative Bewertung der Oberflächengewässer

Innerhalb der drei großen Ökoregionen Deutschlands (Alpen, Mittelgebirge, Norddeutsches Tiefland) wurden 24 Gewässertypen festgelegt, die sich anhand der geomorphologischen Bedingungen (Gewässerbettform, Chemismus des Wassers) und der biologischen Parameter (Algen, Wasserpflanzen, Wirbellose, Fische) unterteilen lassen. Anhand von Referenzbedingungen für jeden einzelnen Gewässertyp, die dessen möglichst unbelasteten und natürlichen Zustand in Bezug auf Häufigkeit und Vielfalt der Arten wiedergeben, wird der Zustand eines Wasserkörpers bewertet. Eine Klassifizierung erfolgt in fünf Stufen von sehr gut bis schlecht, wobei Handlungsbedarf besteht, wenn ein Gewässer nicht mindestens den guten Zustand erreicht. Das Ziel „guter ökologischer Zustand“ kann damit im Bewertungsverfahren zahlenmäßig festgelegt werden und ermöglicht somit auch eine ökologische Vergleichbarkeit der europäischen Gewässer. Für die Oberflächengewässer ist das Ziel des „guten Zustandes“ dann erreicht, wenn alle biologischen Parameter als „gut“ eingestuft werden und die Schadstoffgrenzwerte nach EU-Recht sowie nationalem Recht eingehalten werden. Räumliche Unterteilung in Wasserkörper

Die Oberflächengewässer und das Grundwasser wurden in gleichartige, überschaubare Einheiten unterteilt, welche die künftigen Bewirtschaftungs- und Managementeinheiten darstellen. Bei den Oberflächengewässern wird neben

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

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der Einteilung in Flüsse und Seen, auch in Gewässertypen und Gewässerstrecken unterschieden, welche jeweils nochmals anhand ihrer Belastungen oder anthropogener Veränderung unterteilt werden. Beim Grundwasser erfolgt nach der hydrologischen Abgrenzung analog der oberirdischen Grenzen eine Einteilung nach signifikanten, flächenhaften Belastungsunterschieden, insbesondere aus Nitrat und Pflanzenschutzmitteln. Vorläufige Einstufung „künstlicher“ oder „erheblich veränderter“ Gewässer

Wasserkörper können als „künstlich“ oder „erheblich verändert“ eingestuft werden, wenn sie in ihrem Wesen physikalisch erheblich verändert sind und den „guten ökologischen Zustand“ untere Berücksichtigung ihrer Nutzung durch den Menschen voraussichtlich nicht erreichen können (Heavily Modified Water Bodies, HMWB and Artificial Water Bodies, AWB). Sie stellen bei der Gewässergüteklassifikation keine eigene Kategorie dar, sondern werden derjenigen zugeordnet, der sie am ähnlichsten sind (Flüsse, Seen, Übergangsgewässer oder Küstengewässer). Oberflächengewässer dürfen nur dann als künstlich oder erheblich verändert ausgewiesen werden, wenn die hydromorphologischen Veränderungen, die notwendig wären, um den guten ökologischen Zustand zu erreichen, signifikante negative Auswirkungen hätten. Dazu gehören zum Beispiel negative Auswirkungen auf die Umwelt, die Schifffahrt oder Freizeitnutzung, die Trinkwasserversorgung, Stromerzeugung oder Bewässerung, die Wasserregulierung und den Schutz vor Überflutungen oder andere, wichtige nachhaltige Entwicklungstätigkeiten. Das bedeutet, dass die Ausweisung als erheblich verändert nur dann in Frage kommt, wenn die zum Erreichen des guten ökologischen Zustands notwendigen Maßnahmen die Nutzung des Gewässers erheblich beschneiden würden. Zudem muss geprüft werden, ob Ziele der Gewässernutzung nicht durch umweltverträglichere Methoden erreicht werden können. Nur wenn es solch eine Umweltoption nicht gibt oder diese aus technischen oder ökonomischen Gründen nicht möglich ist, kann die Ausweisung als künstliches oder erheblich verändertes Gewässer erfolgen. Als Bewertungsmaßstab für diese Wasserkörper gilt das „gute ökologische Potenzial“, das bedeutet der beste ökologische Zustand, den die bestehenden Nutzungen noch zulassen. Im Rahmen der Bestandsaufnahme erfolgte nur eine vorläufige Einstufung. Erst bis zum Jahr 2009, nach einer ökologischen und ökonomischen Prüfung im Rahmen der Bewirtschaftungspläne, erfolgt eine endgültige Zuordnung.

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Rechtliche Aspekte

Überwachungsprogramme (Monitoring) Als nächster Arbeitsschritt zu Umsetzung der WRRL sind bis Ende des Jahres 2006 flächendeckend Überwachungsprogramme aufzustellen und dafür notwendige Einrichtungen zu realisieren. Dadurch wird ein zusammenhängender und umfassender Überblick über den Zustand der Gewässer gegeben, um dann eine endgültige Beurteilung und Klassifizierung der Gewässer innerhalb des Bewirtschaftungsplans zu ermöglichen. Bewirtschaftungsplan und Maßnahmenprogramme Bis zum Jahr 2009 ist für jede Flussgebietseinheit ein gemeinschaftlicher Bewirtschaftungsplan zu erarbeiten, der auch über Ländergrenzen hinweg abzustimmen und zu koordinieren ist. Anhand der zusätzlichen Daten und Erkenntnisse aus der Monitoring-Phase wird nun eine endgültige Beurteilung der Gewässer durchgeführt. Außerdem werden technische und kostenverträgliche Möglichkeiten geprüft, den guten „ökologischen Zustand“ zu erreichen, ohne die Nutzung bedeutend zu beschneiden. Die Maßnahmenprogramme stellen den aktiven Kern der Bewirtschaftungspläne dar und sollen die ökologischen Defizite an den Gewässern beseitigen. Diese Gewässerschutzmaßnahmen sind bis Ende 2012 umzusetzen (vgl. Abb. 12.2). Zielerreichung

Nach der WRRL soll das Gewässerziel „guter ökologischer“ und „guter qualitativer“ Zustand bei Oberflächengewässern und beim Grundwasser neben dem qualitativ guten Zustand auch der „mengenmäßig gute“ Zustand bis zum Jahr 2015 erreicht sein. Bei „künstlichen“ und „erheblich veränderten“ Gewässern wird das „mögliche ökologische Potenzial“ gefordert. Die bisher vorliegenden Bestandsaufnahmen der Flussgebietseinheiten in Deutschland lassen erkennen, dass in vielen Bereichen noch Handlungsbedarf besteht, um die geforderte Zielereichung zu verwirklichen. Neben den wasserwirtschaftlichen und flussbaulichen Maßnahmen sind insbesondere im Bereich der Wasserqualität Verbesserungen zu erwarten. So ist die Belastung aus Punktquellen relativ einfach zu reduzieren, z. B. durch die Verbesserung und Sanierung von Kläranlagen und Kanalisationssystemen. Für die Reduzierung der diffusen Einträge jedoch sind völlig neue Ansätze und Vorgehensweisen notwendig. Dazu ist eine Anpassung der Landwirtschaftsgesetze unabdingbar und eine verstärkte Zusammenarbeit mit land- und forstwirtschaftlichen Verbänden bei der Planung und Umsetzung von Maßnahmenprogrammen erforderlich.

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

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In Bezug auf die wasserwirtschaftlichen und flussbaulichen Maßnahmen stellen bei der Zielerreichung eines „guten ökologischen“ Zustands hauptsächlich die veränderten Gewässerstrukturen ein Problem dar. Durch Gewässerausbau, Begradigungen und Stauhaltungen sind die Fließgewässer in Deutschland allerdings vielfach in ihrer Struktur so stark beeinträchtigt, dass allein aus diesem Grund die Zielerreichung eher unwahrscheinlich ist. Positiv zu bewerten ist, dass im Bereich des Kostendeckungsprinzips und der nachhaltigen Wassernutzung durch die Preisgestaltung der Wasserverbrauch in Deutschland zurückgegangen ist, und Umwelt- und Ressourcenkosten über Trink- und Abwasserkosten vom Verbraucher mitgetragen werden. Ausnahmeregelungen

Die WRRL lässt unter bestimmten Voraussetzungen sowohl eine zeitlich verzögerte Erreichung des „guten Zustands“ als auch eine Absenkung der Zielvorgabe selbst zu:

– Eine Fristverlängerung von 15 Jahren kann dann in Anspruch genommen werden, wenn technische Gründe, unverhältnismäßige Kosten oder die natürlichen Bedingungen keine schnellere Zielerreichung möglich machen. – Eine Abminderung der Güteziele ist dann möglich, wenn die natürlichen Bedingungen oder die menschlichen Nutzungsansprüche den „guten Zustand“ unmöglich oder unverhältnismäßig teuer machen. Darüber hinaus enthält die WRRL auch eine Regelung, welche die Veränderung der physikalischen Gewässercharakteristik zulässt, wenn sie die Folge einer Maßnahme mit „vordringlichem öffentlichen Interesse“ ist (z. B. Trinkwasserversorgung, Hochwasserschutz). Bei den als „erheblich veränderten“ oder „künstlich“ ausgewiesenen Gewässern besteht die Sonderregelung, dass nur das „gute ökologische Potenzial“ erreicht werden muss. 12.3.7

Einbindung der Öffentlichkeit

Artikel 14 der Wasserrahmenrichtlinie verpflichtet alle Mitgliedsstaaten, eine aktive Beteiligung der Öffentlichkeit bzw. der interessierten Stellen an der Umsetzung der Richtlinie zu fördern. Dies kann zu einer frühzeitigen Identifikation und der Lösung von Konflikten führen sowie zu mehr Transparenz und Akzeptanz bei der Umsetzung beitragen. Insbesondere ist es notwendig, schon in den Phasen der Bestandsaufnahme, Überwachung und Bewertung des Zustandes der Gewässer eine Einbindung der Gewässernutzer zu erreichen, damit sie die späteren Entscheidungen über

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Rechtliche Aspekte

entsprechende Gewässerschutzmaßnahmen nachvollziehen und unter Umständen beeinflussen können. 12.3.8

Konsequenzen für die Wasserwirtschaft

Die europäische Wasserrahmenrichtlinie wird in allen Mitgliedsländern der Gemeinschaft eine umfassende Neuorientierung der Wasserwirtschaft nach sich ziehen. Viele in einzelnen Ländern schon praktizierte Ansätze und Vorgehensweisen sind darin als allgemein gültiges Recht und Zielvorgaben formuliert worden und sind nun praktisch umzusetzen. Der Natur einer Rahmenrichtlinie entsprechend sind die Regelungsinhalte vielfach sehr abstrakt und komplex und bedürfen einer schrittweisen Interpretation sowie Detailvorgaben. Neben dem novellierten Bundesgesetz und den neu gefassten Ländergesetzen ist auch eine Anpassung des Raumordungsgesetzes und Naturschutzgesetzes erfolgt. Die Raumordnungspläne müssen die Zielvorgaben aus den Bewirtschaftungsplänen der einzelnen Flussgebietseinheiten mit aufnehmen und bei den Raumordnungsverfahren berücksichtigen. Die praktische Umsetzung wird hoffentlich zeigen, dass weder wirklichkeitsferne, starre Grundsatzregelungen eine positive Weiterentwicklung blockieren, noch dass eine ausufernde Inanspruchnahme von Ausnahmeregelungen das angestrebte hohe Umweltziel des Gewässerschutzes vereitelt. Praktische Umsetzung der WRRL bei der Neuplanung Als oberste Vorgabe der WRRL gilt sowohl ein Verschlechterungsverbot als auch ein Verbesserungsgebot (Artikel 1 und 4 der WRRL). Allein diese Forderung wird für die Zukunft wohl eine starke Einschränkung wasserbaulicher Neuplanungen in Europa nach sich ziehen. Künftig werden wasserbauliche Projekte mehr denn je nur dann möglich sein, wenn ein „übergeordnetes öffentliches Interesse“ besteht und gleichzeitig eine Verschlechterung des Gewässerzustands durch geeignete Maßnahmen ausgeschlossen wird oder wenn das Neubauprojekt im Rahmen einer Maßnahme durchgeführt wird, um den „guten ökologischen“ Zustand zu erreichen. Grundlage für die Beurteilung von Baumaßnahmen bilden die Bewirtschaftungspläne mit ihren Zielvorgaben und Maßnahmenplänen für jeden einzelnen Wasserkörper. Sie spielen sowohl bei der Planung als auch im Rahmen der Raumordnungsverfahren eine wesentliche Rolle. Eine Hauptaufgabe des Wasserbaus wird künftig in Europa darin bestehen, bestehende Anlagen nach ökologischen Gesichtspunkten zu sanieren, beim Rückbau und der Renaturierung von Gewässern tätig zu werden und umweltverträgliche Konzepte und Maßnahmen zum Hochwasserschutz zu entwickeln und umzusetzen.

12.3 Die europäische Wasserrahmenrichtlinie (WRRL)

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Viel mehr als im bisherigen Maße ist es dabei notwendig, interdisziplinär zusammenzuarbeiten (Ökologie, Fischerei, Land- und Forstwirtschaft) und auch Umweltverbände und andere nichtstaatliche Organisationen mit ihren Kenntnissen, Dateninformationen und personellen Fähigkeiten in die Planung und Realisierung von Wasserbauprojekten mit einzubeziehen. Verbesserungsmaßnahmen an oberirdischen Gewässern Durch die Ansprüche der Gesellschaft, die ihre Anforderungen an die Wasserwirtschaft und den Wasserbau insbesondere in den vergangenen 200 Jahren zunehmend artikuliert hat, sind die Flusslandschaften Europas erheblich verändert worden. Die zuvor überwiegend vorhandenen Naturlandschaften sind größtenteils heutigen Kulturlandschaften gewichen. Die Talräume der größeren Flüsse sind aufgrund des enormen Siedlungsdrucks für Industrie und Wohnraum erschlossen worden. Hierbei haben viele ehemals natürliche Flusslandschaften an ökologischem Wert verloren. Über Jahrzehnte hinweg wurde auch der qualitative Zustand der Gewässer wenig beachtet. Daher sind in den Bereichen Ökologie und Wasserqualität schon vor der Einführung der Wasserrahmenrichtlinie Anstrengungen unternommen worden, die Situation zu verbessern und wo möglich naturnahe Strukturen wiederherzustellen. Wesentliche Maßnahmen zur Erreichung eines guten chemischen und guten ökologischen Zustands sind beispielsweise

– die Wiederherstellung der Durchgängigkeit von Gewässern für Fische und Kleinstlebewesen (Bau und Sanierung von Fischpässen, Rückbau von Querbauwerken), – der dynamische und abflussabhängige Betrieb von Stauanlagen, – die Gewährleistung eines Mindestwasserabflusses, – die Anbindung von Nebengewässern und Altarmen, – der Einbau von Felsblöcken in das Gerinne zur Wiederherstellung von Stromschnellen, – der Rückbau von harten Uferbefestigungen zur Erreichung eines dynamischen, strukturierten Ufers, – die Wiederansiedlung von orts- und gewässertypischen Arten, – die Einrichtung von natürlichen Überschwemmungsgebieten (Deichrückverlegung, Auenanbindung, extensive Nutzung) und – die Reduzierung der Stoffeinträge durch Schaffung von Gewässerrandstreifen, Umstellung der Düngepraxis, Umwandlung von Ackerland in Grünland.

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Rechtliche Aspekte

Übergangssituation bis 2009 Da die Gewässerziele und Maßnahmenkataloge für die einzelnen Flussgebietsgemeinschaften und Gewässerkörper erst bis Ende 2009 in den Bewirtschaftungsplänen verbindlich festgelegt werden, ist es notwendig, bis dahin beim Bau und der Planung von wasserbaulichen Projekten sogenannte „vorweggenommen Maßnahmen“ mit einzubeziehen. Dadurch können nachträgliche, kostenintensive Nachbesserungen oder Umbauten vermieden werden, zudem wird der Prozess der Aufstellung von Bewirtschaftungsplänen weniger behindert.

12.4 Das Wasserhaushaltsgesetz (WHG) Das Wasserhaushaltsgesetz (7. Novelle vom 25. Juni 2002) regelt als Rahmenvorschrift die Bewirtschaftung des in der Natur vorhandenen Wassers. Dazu gehört die Nutzung der Oberflächengewässer und des Grundwassers, der Umgang mit Wasser gefährdenden Stoffen, die Abwasserbeseitigung, die Maßnahmen- und Bewirtschaftungsplanung, die Unterhaltung und der Ausbau von Gewässern sowie der Hochwasserschutz. Neben den Gesetzen und Regelungen, die zur Umsetzung der WRRL notwendig sind (vgl. Abschnitt 12.3.4) enthält es im 4. Abschnitt des zweiten Teils auch ein neu verabschiedetes Hochwasserschutzgesetz (am 10.05.2005 in Kraft getreten). Als Rahmengesetz des Bundes enthält es sowohl Bestimmungen, die unmittelbar anwendbar sind, als auch Bestimmungen, die erst in den Ländergesetzen und Länderverordnungen ausgefüllt und ergänzt werden müssen. Folgende Ziele stehen im Vordergrund:

– Sicherung des Lebensraums von Tieren und Pflanzen, – Bewirtschaftung zum Wohl der Allgemeinheit und auch zum Nutzen des Einzelnen, – Vermeidung der Beeinträchtigung ökologischer Funktionen, – Verpflichtung, Gewässer, die sich in einem natürlichen oder naturnahen Zustand befinden, in diesem Zustand zu erhalten, – nicht naturnah ausgebaute natürliche Gewässer sollen, wenn möglich, wieder in ihren naturnahen Zustand zurückgeführt werden, – Überschwemmungsgebiete sind als natürliche Rückhalteflächen zu erhalten, frühere Überschwemmungsgebiete soweit möglich wiederherzustellen.

12.4 Das Wasserhaushaltsgesetz (WHG)

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Erlaubnis und Bewilligung (§§ 7, 8) Die behördliche Erlaubnis ist eine Befugnis, ein Gewässer zu einem bestimmten Zweck in einer bestimmten Weise zu nutzen. Sie kann zeitlich befristet sein. Die Bewilligung gibt dem Wassernutzer eine stärkere Rechtsposition und darf nur erteilt werden, wenn die Durchführung eines Vorhabens ohne gesicherte Rechtsstellung nicht zugemutet werden kann. Sie wird für eine bestimmte Frist erteilt, welche in besonderen Fällen dreißig Jahre überschreiten darf. Unterhalt von Gewässern (§ 28) Die Unterhaltung eines Gewässers umfasst die Erhaltung eines ordnungsgemäßen Zustandes für den Wasserabfluss und bei schiffbaren Gewässern auch die Erhaltung der Schiffbarkeit. Dabei ist den Belangen des Naturhaushaltes Rechnung zu tragen, der Lebensraum von Tieren und Pflanzen zu sicher sowie das Bild und der Erholungswert der Gewässerlandschaft zu berücksichtigen. Bei Bundeswasserstraßen und bundeseigenen Schifffahrtsanlagen ist die Unterhaltung Hoheitsaufgabe des Bundes. Die übrigen Gewässer 1. Ordnung haben die Länder zu unterhalten, die Gewässer 2. und 3. Ordnung werden meist auf Wasser- und Bodenverbände, Landkreise, Gemeinden und andere kommunale Körperschaften übertragen. Durchweg wird auch die Möglichkeit eröffnet, die Unterhaltungskosten auf Vorteilhabende und Erschwerer der Unterhaltung umzulegen. Ausbau von Gewässern (§ 31) Unter dem Ausbau eines Gewässers versteht man die Herstellung, Beseitigung oder wesentliche Umgestaltung eines Gewässers oder seiner Ufer. Es ist eine vorherige Durchführung eines Planfeststellungsverfahrens notwendig (siehe Abschnitt 12.8.3), das den Anforderungen der Umweltverträglichkeit entspricht. Im WHG wird die Renaturierung von Fließgewässern als wichtiges Ziel des Gewässerausbaus genannt, neben den Forderungen Rückhaltefläche zu erhalten, das natürliche Abflussverhalten nicht wesentlich zu verändern, naturraumtypische Lebensgemeinschaften zu bewahren oder andere nachteilige Veränderungen zu vermeiden. Soweit dies nicht möglich ist, sind Ausgleichsmaßnahmen durchzuführen. Hochwasserschutz (§ 31) Das „Gesetz zur Verbesserung des vorbeugenden Hochwasserschutzes“ ist am 10. Mai 2005 in Kraft getreten und ist Bestandteil des Wasserhaushaltgeset-

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Rechtliche Aspekte

zes. Damit in Verbindung wurde auch das Baugesetzbuch, das Raumordnungsgesetz, das Bundeswasserstraßengesetz und das Gesetz über den Deutschen Wetterdienst geändert. Der neue Abschnitt 4 des WHG „Hochwasserschutz“ ist wie folgt gegliedert:

– § 31a Grundsätze des Hochwasserschutzes – § 31b Überschwemmungsgebiete – § 31c Überschwemmungsgefährdete Gebiete – § 31d Hochwasserschutzpläne Als neuer Grundsatz in Bezug auf Hochwasserschutz gilt, dass jede Person, die durch Hochwasser betroffen sein kann, verpflichtet ist, geeignete Vorsorgemaßnahmen zum Schutz vor Hochwassergefahren und zur Schadensminderung zu treffen. Die Länder sind verpflichtet,

– Überschwemmungsgebiete basierend auf einem HQ100 auszuweisen, – die Errichtung neuer Ölheizungsanlagen in festgesetzten Hochwasserschutzgebieten zu verbieten und eine hochwassersichere Nachrüstung von bestehenden Anlagen zu fordern, – zu regeln, dass in Hochwasserschutzgebieten bis zum Jahr 2013 der Ackerbau eingestellt wird und Ausnahmen und Entschädigungen vorzusehen, – überschwemmungsgefährdete Gebiete auszuweisen und Maßnahmen zur Vermeidung und Minderung von Schäden zu ergreifen, – Überschwemmungsgebiete in ihrer Funktion als natürliche Rückhalteflächen zu erhalten sowie frühere Überschwemmungsgebiete, die als Rückhalteflächen geeignet sind, soweit wie möglich wieder herzustellen, – Hochwasserschutzpläne basierend auf einem HQ100 zu erstellen. – Darüber hinaus wird im Baugesetzbuch die Pflicht verankert, Überschwemmungsgebiete und überschwemmungsgefährdete Gebiete in der Bauleitplanung auszuweisen. In vielen Bundesländern wurden bereits Hochwasserschutzbestimmungen im jeweiligen Landesrecht aufgenommen und Hochwasserschutzprogramme aufgestellt.

12.5 Das Raumordnungsgesetz (ROG)

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12.5 Das Raumordnungsgesetz (ROG) Das Raumordnungsgesetz ist ein deutsches Rahmengesetz, das den Bundesländern vorgibt, welche Leitvorstellungen, Aufgaben und Bedingungen der Raumordnung zu verwirklichen sind. In der neuesten Fassung vom Juli 2004 sind auch die Zielvorstellungen und Forderungen der Europäischen Rahmenrichtlinie mit aufgenommen [12.3]. Leitvorstellung der Raumordnung ist eine nachhaltige Raumentwicklung, die die sozialen und wirtschaftlichen Ansprüche an den Raum mit seinen ökologischen Funktionen in Einklang bringt und zu einer dauerhaften, großräumig ausgewogenen Ordnung führt. Einige Grundsätze der Raumordnung sind (§ 2 ROG):

– die Zersiedelung der Landschaft zu vermeiden, – eine effektive Infrastruktur sicherzustellen, – ländliche Räume in ihren Entwicklungsvoraussetzungen zu verbessern, – dem Wohnraumbedarf der Bevölkerung Rechnung zu tragen, – Natur und Landschaft einschließlich Gewässer und Wald zu schützen. Für den Gesamtraum Deutschland und seine Teilräume wurden Raumordnungspläne entwickelt, die die unterschiedlichen Anforderungen an den Raum aufeinander abstimmen und Vorsorge für die einzelnen Raumfunktionen und Nutzungen treffen. 12.5.1

Landesplanungsgesetze und Landesentwicklungsprogramme

Auf Basis der Grundsätze und Ziele des Raumordnungsgesetzes des Bundes haben die Länder jeweils ihre eigenen Landesplanungsgesetze (z. B. Bayerisches Landesplanungsgesetz BayLplG vom 27.12.2004) verabschiedet und Landesentwicklungsprogramme (LEP) aufgestellt. Durch diese werden die raumbedeutsamen öffentlichen Planungen und Maßnahmen fachübergreifend koordiniert. Die daraus resultierenden Vorgaben werden in Raumordnungsplänen (ROP) festgelegt und sind für die öffentlichen und privaten Planungsträger verbindlich. Gleichzeitig sind die Raumordnungspläne eine Absicherung für die weiteren Planungsentscheidungen. Kommunen haben ihre Bauleitplanung an die Ziele des LEP anzupassen. Daneben bildet das LEP den Rahmen für die Regionalplanung in den Regionen eines Bundeslandes. In den einzelnen Regionalplänen werden die LEPZiele auf den jeweiligen Teilraum bezogen konkretisiert (z. B. durch Vorrang-

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Rechtliche Aspekte

gebiete für Wasserschutzgebiete, Bodenschätze u. a.). Kommunen haben ihre Bauleitplanung an die Ziele des LEP anzupassen. Die Versorgung der Bürger mit wichtigen Einrichtungen wie Schulen, Krankenhäusern oder Einkaufsmöglichkeiten wird in „zentralen Orten“ konzentriert, um u. a. Wege- und Flächenverbrauch zu reduzieren. Als Leitziel sollen überall im Land gleichwertige und gesunde Lebens- und Arbeitsbedingungen geschaffen werden. Das LEP legt daher ein flächendeckendes Netz von zentralen Orten (Oberzentren, mögliche Oberzentren, Mittelzentren, mögliche Mittelzentren) fest, die über unterschiedliche Einrichtungen entsprechend ihrer Versorgungsaufgabe verfügen. Beispiel: LEP Bayern (2003)

Bayern hat in seinem neuen Landesentwicklungsplan 2003 den Begriff der Nachhaltigkeit in den Vordergrund gestellt. Dort bedeutet Nachhaltigkeit einen Gleichklang der Säulen Ökologie, Ökonomie und Soziales. Allerdings hat die Ökologie dann Vorrang, wenn die natürlichen Lebensgrundlagen wesentlich und langfristig bedroht sind. Gleichwertige Lebens- und Arbeitsbedingungen setzen voraus, dass ökonomische Leistungskraft, attraktive Landschaft und eine gesunde Natur sowie ein sozial ausgewogenes Lebensumfeld zukunftsfähig ausbalanciert sind. Die wesentlichen Vorsorgeschwerpunkte umfassen daher auch Bereiche wie Klimaschutz, Hochwasserschutz, Alpenschutz, Naturschutz und Flächenvorsorge [12.2]. Regionale Raumordnungsplanung Die Regionale Raumordnungsplanung (RROP) ist das verbindende Glied zwischen der Landesentwicklungsplanung und der kommunalen Bauleitplanung (Flächennutzungspläne, Bebauungspläne). Regionale Raumordnungspläne konkretisieren die Ziele und Grundsätze der Landesplanung, arbeiten regionsspezifische Struktur- und Entwicklungsprobleme auf und stimmen überregionale Belange mit regionalen Bedürfnissen ab. Als längerfristige, vorausschauende, zusammenfassende, überörtliche und überfachliche raum- und siedlungsstrukturelle Entwicklungsplanung vereinen die RROP staatliche, gesellschaftliche, wirtschaftliche und kommunale Planungsabsichten.

12.6 Das Bundesnaturschutzgesetz (BNatSchG) Das Gesetz über Naturschutz und Landespflege soll der ständig steigenden Belastung und Zerstörung des Naturhaushaltes durch den Menschen Einhalt gebieten. Über den erhaltenden Naturschutz hinaus wird ausdrücklich die Wiederherstellung gestörter, geschädigter und ausgeräumter Landschaftsteile gefordert.

12.6 Das Bundesnaturschutzgesetz (BNatSchG)

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Im Bereich des Gewässerausbaus werden Maßnahmen verboten, die zur Zerstörung oder Beeinträchtigung von unverbauten Bach- und Flussabschnitten, Auwäldern und anderen wasserabhängigen Landökosystemen (§ 20c) führen. Ein rein technischer Ausbau von Gewässern soll vermieden und durch biologische Wasserbaumaßnahmen ersetzt werden, Eingriffe müssen durch Ausgleichsmaßnahmen kompensiert werden (§ 2). Da die Gewässernutzung ein Abwägen aller Interessen der Beteiligten erfordert ist von der planenden Behörde eine frühzeitige Einbeziehung der zuständigen Fachbehörden und betroffener Interessensgruppen notwendig. Eingriffsregelung (§§ 18, 19) Eine der zentralen Vorschriften des Naturschutzrechtes stellt die Eingriffsregelung dar. Laut Bundesnaturschutzgesetz vom 20. Juli 2004 soll die Eingriffsregelung negative Auswirkungen von Bauvorhaben etc. (Eingriffe) auf den Naturhaushalt vermeiden oder minimieren und nicht vermeidbare, negative Auswirkungen kompensieren (Abb. 12.3). Unvermeidbare Beeinträchtigungen müssen innerhalb einer bestimmten Frist durch Maßnahmen des Naturschutzes und der Landespflege ausgeglichen werden (Ausgleichsmaßnahmen). Ist dies nicht möglich, ist eine möglichst gleichartige Ersatzmaßnahme durchzuführen. Ersatzzahlungen sind nur möglich, wenn Ersatzmaßnahmen auf Nachweis nicht möglich sind, oder wenn mittels Ersatzzahlung die Ziele des Naturschutzes und Landschaftspflege besser verwirklicht werden können. Ein Eingriff ist zu untersagen, wenn bei der Abwägung aller Anforderungen an Natur und Landschaft die Belange des Natur- und Landschaftsschutzes vorgehen und Beeinträchtigungen nicht zu vermeiden oder auszugleichen sind. Diese Vorgaben der Eingriffsregelung sind auch in allen Ländernaturschutzgesetzen verankert und konkretisiert. Landschaftspflegerischer Begleitplan Bei einem Eingriff in Natur und Landschaft hat der Planungsträger die zum Ausgleich dieses Eingriffes erforderlichen Maßnahmen oder die Ersatzmaßnahmen in einem landschaftspflegerischen Begleitplan in Text und Karte darzustellen (siehe Abschnitt 12.8.3).

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Rechtliche Aspekte

Abb. 12.3 Eingriffsminimierung nach §§ 18, 19 BNatSchG

12.7 Gesetz über die Umweltverträglichkeitsprüfung (UVPG) Das Gesetz über die Umweltverträglichkeitsprüfung dient der Umweltvorsorge und soll sicherstellen, dass die Auswirkungen auf die Umwelt frühzeitig und umfassend ermittelt, beschrieben und bewertet werden. Es regelt, in welchen Fällen die Durchführung einer Umweltverträglichkeitsprüfung ein unabdingbarer Bestandteil eines Genehmigungsverfahrens darstellt. Das Gesetz verpflichtet zur Prüfung der Umweltauswirkungen und zu einer zusammenfassenden Bewertung.

12.8 Genehmigungs- und Prüfverfahren Aufbauend auf den verfahrensrechtlichen Grundlagen der Europäischen Gemeinschaft (Europäisches Recht), der nationalen Staaten (z. B. Gesetzgebung der Bundesrepublik Deutschland) und der Gesetzgebung der Bundesländer, ist bei größeren Projekten im Wasserbau ein fester Planungsablauf vorgesehen, um zwischen Idee und Bauausführung eine reibungslose und zügige Abwicklung eines wasserwirtschaftlichen Projektes zu gewährleisten. In Abb. 12.4 sind schematisch die einzelnen Schritte dieses Planungsablaufs zusammengefasst. Ausgehend vom aktuellen Bedarf oder einer Idee im Rahmen des wasserwirtschaftlichen Projektes werden bei der Grundlagenermittlung alle rele-

12.8 Genehmigungs- und Prüfverfahren

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vanten Voraussetzungen zur Lösung der gestellten Aufgaben ermittelt. Dann kann mit der Erarbeitung der wesentlichen Teile der Planungsaufgabe begonnen werden. Im Rahmen der Vorplanung werden meist mehrere Möglichkeiten bzw. Varianten zur Lösung der Aufgabenstellung untersucht. Ziel ist hierbei, mehrere technisch realisierbare Ansätze zu entwickeln, um später daraus eine technisch sinnvolle und gleichzeitig wirtschaftliche Lösung zu verwirklichen. Mit diesen Varianten wird ein Raumordnungsverfahren (ROV, Abschnitt 12.8.1) eingeleitet. Um den Arbeits- und Verwaltungsaufwand zu minimieren, sind die in der Vorplanung erstellten Unterlagen noch wenig detailliert. Sie enthalten lediglich die wesentlichen Teile einer Lösung der Planungsaufgabe. Erst mit fortschreitendem Planungsablauf steigt auch der Umfang und Genauigkeitsanspruch der ausgeführten Projektstudien und Pläne. Am Ende des Raumordnungsverfahrens steht die raumordnerische Beurteilung, nach der noch eine Planungsvariante übrig bleibt, die in die Entwurfsplanung geht. Bei der Entwurfsplanung wird die endgültige Lösung der Planungsaufgabe erarbeitet (System- und Integrationsplanung). Sind alle Unterlagen hinreichend genau zusammengestellt, geht es an die Genehmigungsplanung. Hier müssen alle notwendigen Vorlagen für das nachfolgende Planfeststellungsverfahren (PFV, siehe Abschnitt 12.8.3) erarbeitet werden. Sobald der Planfeststellungsbeschluss vorliegt, kann mit der Ausführungsplanung begonnen werden. Hier wird eine ausführungsreife Planungslösung erarbeitet und in detaillierten Planunterlagen zusammengestellt. Anschließend folgen die Vorbereitung der Vergabe, die Vergabe selbst und schließlich die Bauausführung. Am Ende des gesamten Planungsablaufs steht die Abnahme des fertigen Projektes. Beteiligung der Öffentlichkeit und der Träger öffentlicher Belange Von Beginn der Projektierung an werden Öffentlichkeit und Träger öffentlicher Belange (z. B. Feuerwehr, Polizei, Krankenhäuser etc.) am Planungsprozess und am ROV beteiligt. Ihre Beiträge und eventuelle Einwände werden in die Planung eingearbeitet. Parallel zum ROV und zum späteren Planfeststellungsverfahren wird eine Umweltverträglichkeitsprüfung (UVP) durchgeführt (siehe Abschnitt 12.8.2).

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Rechtliche Aspekte

Abb. 12.4 Schema der einzelnen Schritte im Planungsablauf

In der knappen Darstellung von Abb. 12.4 des Planungsablaufs wasserwirtschaftlicher Projekte sind die wichtigsten Schritte aufgelistet. Zeitgleich zu den erwähnten Aufgaben und zeitlich ineinander greifend finden auch noch folgende Arbeiten statt, die das Planungsbüro erledigen muss:

– Ermittlung der Mengen und Aufstellen von Ausschreibungsunterlagen, – Einholen von Angeboten und Bewertung, – Bauoberleitung, – Aufsicht über die örtliche Bauüberwachung, – Abnahme und Übergabe des Projektes, – Objektbetreuung und Dokumentation, – Überwachung und Beseitigung von Mängeln, – Dokumentation des Gesamtergebnisses.

12.8 Genehmigungs- und Prüfverfahren

12.8.1

575

Das Raumordnungsverfahren (ROV)

Überörtlich raumbedeutsame Planungen und Maßnahmen (z. B. Fernstraßen, Energieleitungen, Kraftwerke, Flugplätze) müssen vor dem eigentlichen Genehmigungsverfahren das Raumordnungsverfahren durchlaufen (Abb. 12.5). In diesem wird geprüft, ob die Planung eines einzelnen bedeutenden Vorhabens mit den Zielen der Raumordnung übereinstimmt. Meistens wird im Rahmen des Raumordnungsverfahrens zugleich eine Umweltverträglichkeitsprüfung (UVP) gefordert, um auch die Belange des Umwelt- und Naturschutzes in dieser Phase der Vorabklärung mit einzubeziehen. Ziel ist es, die Raum- und Umweltverträglichkeit eines Vorhabens zu ermitteln, es mit anderen Vorhaben abzustimmen und bei erkennbaren Konflikten durch Maßgaben, Veränderungen der Planung oder Alternativlösungen einen Interessensausgleich zu erreichen. Den rechtlichen Rahmen bilden das Raumordnungsgesetz und die Raumordnungsverordnungen. Aufgaben des Raumordnungsverfahrens

Das ROV soll zur bestmöglichen Entwicklung eines Raumes beitragen (Raumplanung), raumbedeutsame Maßnahmen und Planungen im Hinblick auf die Landesplanung aufeinander abstimmen, Fehlplanungen vermeiden, Landverbrauch reduzieren, Vorhaben anderer Planungsträger berücksichtigen (z. B. Straßenbau) und nachfolgende Verwaltungsverfahren vereinfachen oder beschleunigen. Zudem soll das ROV auch eine Abstimmung des Vorhabens mit den Trägern öffentlicher Belange erreichen. Notwendigkeit eines Raumordnungsverfahrens

Ein ROV ist in der Regel dann erforderlich,

– wenn eine Maßnahme überörtlich ist, – wenn sie die Entwicklung eines bestimmten Gebietes bestimmt, – wenn sie Grund und Boden in Anspruch nimmt. Ob ein ROV durchgeführt werden soll oder nicht, liegt allein im Ermessen der Landesplanungsbehörde. In § 1 der Raumverordnung des Bundes werden 19 Arten von Vorhaben aufgelistet, bei denen davon ausgegangen werden kann, dass sie raumbedeutsam sind und bei denen ein ROV in der Regel durchgeführt werden soll.

576

12

Rechtliche Aspekte

Beteiligte am Raumordnungsverfahren

Für die Durchführung des Verfahrens zuständig ist in der Regel die oberste Landesplanungsbehörde der jeweiligen Bundesländer (z. B. in Bayern das Bayerische Staatsministerium für Umwelt, Gesundheit und Verbraucherschutz). Sie entscheidet, ob ein ROV erforderlich ist und überträgt eventuell einzelne Verfahrensschritte an die höhere Landesplanungsbehörde (jeweilige Bezirksregierung) oder Untere Landesplanungsbehörde (jeweiliges Landratsamt). Bei der sogenannten Antragskonferenz, die der Vorbereitung des Verfahrens dient und mittels derer Gegenstand und Untersuchungsrahmen genauer festgelegt werden, sind neben dem Vorhabensträger die betroffenen Ämter oder Gemeinden, Vertreter von Fachbehörden, Vertreter öffentlicher Belange und anerkannte Naturschutzverbände mit eingeladen. Im Rahmen des eigentlichen Raumordnungsverfahrens wird beim Beteiligungsverfahren neben den oben genannten Behörden auch die Öffentlichkeit beteiligt, indem die Unterlagen zur öffentlichen Einsicht in den betroffenen Ämtern, Gemeinden und Kreisen ausgelegt werden. Landesplanerische Beurteilung

Den Abschluss eines ROV bildet die landesplanerische Beurteilung, bei der festgestellt wird, ob das Vorhaben wie geplant, unter Maßgaben oder überhaupt nicht mit den raumordnerischen Entwicklungsvorstellungen vereinbar ist. Sie hat jedoch keine unmittelbare Rechtswirkung für den Vorhabensträger sondern ist als gutachterliche Äußerung zu verstehen, die bei behördlichen Entscheidungen über die Zulässigkeit von Vorhaben zu berücksichtigen ist. 12.8.2

Die Umweltverträglichkeitsprüfung (UVP)

Die Umweltverträglichkeitsprüfung ist ein systematisches Prüfungsverfahren, mit dem die unmittelbaren und mittelbaren Auswirkungen eines Vorhabens auf die Umwelt festgestellt, beschrieben und bewertet werden. Sie ist ein unselbstständiger Teil eines verwaltungsbehördlichen Verfahrens zur Zulassung von Vorhaben und wird an ein Raumordnungsverfahren oder Planfeststellungsverfahren angekoppelt. Nach § 31 des WHG ist beim Ausbau von Gewässern und bei Deich- und Dammbauten, die den Hochwasserabfluss beeinflussen im Rahmen des geforderten Planfeststellungsverfahrens auch eine Umweltverträglichkeitsprüfung notwendig. Die Entscheidung in der UVP hat keinerlei Rechtscharakter, muss aber bei der Entscheidung über die Zulässigkeit eines Vorhabens mit berücksichtigt werden.

12.8 Genehmigungs- und Prüfverfahren

577

Abb. 12.5 Prinzipieller Ablauf des Raumordnungsverfahrens (ROV)

Ziele der Umweltverträglichkeitsprüfung

– Umweltschäden im Vorsorgeprinzip vermeiden, – Umweltauswirkungen ganzheitlich betrachten, – Öffentlichkeit in den Entscheidungsprozess einbeziehen, – bessere Vorbereitung der Projekte und Genehmigungsverfahren. Umfang der Umweltverträglichkeitsprüfung

Die UVP umfasst die Ermittlung, Beschreibung und Bewertung der Auswirkungen eines Vorhabens und deren Wechselwirkungen untereinander auf:

– Menschen, Tiere, Pflanzen und deren Lebensräume, – Boden, Wasser, Luft und Klima, – die Landschaft, – Sach- und Kulturgüter.

578

12

Rechtliche Aspekte

Zudem sind Maßnahmen zu prüfen, wie schädliche Auswirkungen auf die Umwelt verhindert oder verringert werden können oder günstige Auswirkungen des Vorhabens vergrößert werden. Auch sind die Vor- und Nachteile der vom Projektträger vorgeschlagenen Alternativen zu untersuchen und die umweltrelevanten Vor- und Nachteile des Unterbleibens des Vorhabens zu prüfen. Strukturierung

Bei der Bearbeitung der UVP ergibt sich die sinnvolle Trennung in die drei Arbeitsbereiche:

– Abstimmung und Festlegung des Untersuchungsrahmens (Scoping), – Analyse der Ist-Situation und der Projektplanung, – Analyse der Wirkung und Gesamtbeurteilung. Scoping-Termin

Im Vorfeld der UVP werden gemäß § 5 UVPG die beteiligten Behörden und anerkannte Naturschutzverbände zum sogenannten Scoping-Termin geladen. Dieses Treffen dient der Information zwischen Vorhabensträger, Behörden und Verbänden. Außerdem wird durch die Planfeststellungsbehörde festgelegt, welche Untersuchungen und Unterlagen für die UVP vorzulegen sind (Festlegung des Untersuchungsrahmens). Für die Erörterung von Einwendungen und Stellungnahmen ist das Anhörungsverfahren beim späteren Planfeststellungsverfahren vorgesehen. Fachliche Bewertung und Entscheidung

Zur fachlichen Bewertung der möglichen Auswirkungen eines Vorhabens auf die Umwelt werden von der UVP-Behörde Sachverständige aus den verschiedensten Fachbereichen bestellt. Diese erstellen gemeinsam ein umfassendes Umweltverträglichkeitsgutachten. Dieses wird dann allen Beteiligten und auch der Öffentlichkeit zugänglich gemacht, und nach einer öffentlichen Erörterung entscheidet die zuständige Behörde über die Genehmigungsfähigkeit des Vorhabens. Der Bescheid wird bei der Behörde und der Standortgemeinde mindestens acht Wochen lang zur öffentlichen Einsicht ausgelegt. Abnahmeprüfung und Nachkotrolle

Die Umweltverträglichkeitsprüfung sieht auch vor, dass nach Fertigstellung des Vorhabens sowohl eine Abnahmeprüfung durch die Behörde stattfindet als auch eine Nachkontrolle drei bis fünf Jahre nach Fertigstellung.

12.8 Genehmigungs- und Prüfverfahren

579

Die UVP im Wasserbau

Wasserbauliche Anlagen stellen einen Eingriff in die Natur dar und deshalb muss im Rahmen einer UVP geprüft werden, ob bei einer Baumaßnahme ökologische Beeinträchtigungen vermieden oder minimiert werden können und welche Maßnahmen dafür getroffen werden müssen. Deshalb ist durch entsprechende Untersuchungen festzulegen, wie sich die Projektplanung und mögliche Alternativen auf Lebensräume, Arten, Lebensgemeinschaften und den Stoffhaushalt der Gewässer und deren Auen auswirken. Besonders die Aspekte Mindestwasserabgabe, Dynamik des Abflussgeschehens, Durchgängigkeit, naturgerechte und ästhetische Einbindung in die Landschaft sind anzustreben. 12.8.3

Das Planfeststellungsverfahren (PFV)

Bei größeren Bauvorhaben (z. B. Fern- und Staatsstraßen, Flughäfen, Schienenwege, Gewässerausbau) ist die Durchführung eines Planfeststellungsverfahrens (PFV) gesetzlich vorgeschrieben und entspricht einem Baugenehmigungsverfahren. Die Pläne werden den verschiedenen Fachbehörden (z. B. Wasserwirtschaftsamt, Landwirtschaftsamt, Landesamt für Umweltschutz u. a.) zur Stellungnahme vorgelegt. Darüber hinaus können die betroffenen Bürger Einsicht in die Planungsunterlagen nehmen und gegebenenfalls Einwände dagegen erheben. Ziel des PFV ist es, die Übereinstimmung bzw. Erfüllung des geplanten Projektes mit den gesetzlichen Bestimmungen, z. B. des Natur- und Umweltschutzes, zu evaluieren. Im Fall von Diskrepanzen verfügt die Planfeststellungsbehörde entsprechende Auflagen oder lehnt die Genehmigung des Vorhabens ab. Erfolgt ein Planfeststellungsbeschluss, ist die Genehmigung des geplanten Bauvorhabens erteilt, welcher eine weit reichende Rechtswirkung beinhaltet. So sind öffentlich-rechtliche Genehmigungen mit eingeschlossen sowie die Grundlagen für ein evtl. später nachfolgendes Enteignungsverfahren. Zusammenfassend erfüllt das Planfeststellungsverfahren folgende Aufgaben:

– öffentliche Bekanntmachung von Plänen, – Anhörung betroffener Bürger, – Prüfung, ob Einzelne zu entschädigen sind, – Prüfung, ob die Planung mit dem Wohl der Allgemeinheit und den berechtigten Interessen Einzelner vereinbar ist.

580

12

Rechtliche Aspekte

Ein erfolgreich durchgeführtes Planfeststellungsverfahren dient somit der Konzentration der Genehmigung, denn neben der Planfeststellung sind keine weiteren behördlichen Genehmigungen erforderlich. Ablauf des PFV

Der Antragssteller (Vorhabensträger) reicht die Planfeststellungsunterlagen (Pläne) bei der Verwaltungsbehörde ein. Diese werden in den Gemeinden, in denen sich das Vorhaben voraussichtlich auswirkt, für die Dauer eines Monats zur Einsichtnahme durch die Bevölkerung ausgelegt. Diese Planauslegung ist wiederum mindestens eine Woche vorher öffentlich bekannt zu machen. Bis zu zwei Wochen nach Ablauf der einmonatigen Auslegungsfrist kann die Bevölkerung Einwendungen, Bedenken und Anregungen zum geplanten Vorhaben vorbringen (Abb. 12.6). In einem Erörterungstermin, der eine Woche vorher bekannt gemacht wird, wird über die vorgebrachten Einwendungen verhandelt. Schließlich wird der Planfeststellungsbeschluss erlassen. Dieser ist den Einwendungsführern, deren Einwendungen sich nicht im Erörterungstermin erledigt haben, zuzustellen. Der Planfeststellungsbeschluss kann vor dem Verwaltungsgericht oder dem Landesgericht mit Klage angefochten werden. Planfeststellungsbehörden

Planfeststellungsbehörden im Bereich des Straßenbaus beispielsweise sind die Bezirksregierungen, für den Gewässerbau in der Regel die Landratsämter und für Schienenwege das Eisenbahnbundesamt. Landschaftspflegerischer Begleitplan

Der landschaftspflegerische Begleitplan entspricht einem Eingriffs- / Ausgleichsplan und ist ein Fachbeitrag zu den Planfeststellungsunterlagen, um die naturschutzrechtliche Zustimmung zu Baugenehmigung bei Eingriffen in Natur und Landschaft zu erlangen. Er enthält die Darstellung des Ist-Zustands, von Maßnahmen, durch welche Beeinträchtigungen vermieden oder vermindert werden, darüber hinaus von Ausgleichsmaßnahmen, die an Ort und Stelle vorgenommen werden können sowie von Ersatzmaßnahmen, falls keine Ausgleichsmaßnahmen möglich sind.

12.9 Literatur

581

Abb. 12.6 Ablauf und Beteiligte beim Planfeststellungsverfahren

12.9 Literatur 12.1 12.2 12.3 12.4 12.5

Bayerisches Landesamt für Umwelt: Die europäische Wasserrahmenrichtlinie und ihre Umsetzung in Bayern. Juli 2004 Bayerisches Staatsministerium für Wirtschaft, Infrastruktur, Verkehr und Technologie: Landesentwicklungsprogramm Bayern. www.stmwivt.bayern.de/landesentwicklung/bereiche/lep2003/kurzfass.htm, 2006 Bayerisches Staatsministerium für Wirtschaft, Infrastruktur, Verkehr und Technologie: Raumordnungsgesetz (ROG). www.stmwivt.bayern.de/landesentwicklung/ bereiche/recht/rog.htm, 2006 Bundesministerium für Umwelt, Naturschutz und Reaktorsicherheit (BMU): Umsetzung der WRRL in Deutschland. www.bmu.de/gewaesserschutz/3063.php, 2006 Europäische Kommission: Die Wasserrahmenrichtlinie - Tauchen Sie ein. Luxemburg, 2002

582 12.6 12.7 12.8 12.9 12.10 12.11 12.12 12.13

12

Rechtliche Aspekte

Fachgebietsgemeinschaft Weser: Bestandsaufnahme in der Flussgebietseinheit Weser. Hildesheim, Dezember 2004 Fuhrmann P.: Konsequenzen aus der EU-Wasserrahmenrichtlinie für die Wasserwirtschaft in Deutschland. Wasserwirtschaft Abwasser Abfall, Jahrgang 48, Nr. 2, 2001 Grüne Liga e. V.: www.wrrl-info.de/docs/tafel7_a3.pdf, 2006 Henneberg S. C.: Ergebnisse der Bestandsaufnahme der EU-WRRL in der Flussgebietseinheit Weser. Korrespondenz Abwasser, 52. Jg., März 2005 International Law Association: www.internationalwaterlaw.org/IntlDocs/Helsinki_ Rules.htm, 1967 Patt H., Jürging P., Kraus W.: Naturnaher Wasserbau. 2. überarbeitete und aktualisierte Auflage, Springer Verlag, 1998 Schröder W., Euler G., Knauf D.: Grundlagen des Wasserbau. Hydrologie, Hydraulik, Wasserrecht. Werner Verlag 1999 Schwerpunktheft Flussgebietsmanagement. Korrespondenz Abwasser, 48. Jg., Februar 2001

Glossar

Glossar bedeutet „das seltsame, erklärungsbedürftige Wort“. Der Begriff leitet sich ab vom Griechischen ȖȜȠııȐȡȚȠ und kommt von ȖȜȩııĮ = glóssa (die Zunge, Sprache). Daraus wurde lateinisch glossa („das Wörtchen“ oder „das seltsame, erklärungsbedürftige Wort“ und glossarium, die „Spruchsammlung“). Glossarium oder Glossar ist daher eine Wörterliste mit Erklärungen, die meist Bestandteil eines Fachtextes ist und die Bedeutung von erklärungsbedürftigen Wörtern festlegt. Dieses Glossar bietet zum einen Erklärungen für Begriffe, die im Haupttext des Buches verwendet werden, aber aus Gründen des inhaltlichen Zusammenhangs nicht oder nicht in der gebotenen Ausführlichkeit erläutert werden konnten. Daneben führt es Begriffe auf, die im Haupttext nicht vorkommen, weil sie im inhaltlichen Kontext keinen geeigneten Platz gefunden haben. In beiden Fällen soll dieses Glossar dazu dienen, das Verständnis für wichtige, hauptsächlich in der öffentlichen Diskussion häufig verwendete Fachbegriffe zu vertiefen, um sie dann selbst in fachlich korrekter Form nutzen zu können. Darüber hinaus bietet es als eine Art Mini-Lexikon fachfremden Lesergruppen einen schnellen Überblick über heute wichtige Aspekte des Wasserbaus und der Wasserwirtschaft. Besonders die Fachdisziplinen der Geographen, Geologen, Umweltplaner und Landschaftsarchitekten benötigen ein fundiertes Wissen über die aktuellen Probleme des Wasserbaus, da sie in ihrer beruflichen Tätigkeit sehr wahrscheinlich mit wasserwirtschaftlichen und wasserbaulichen Fragen und Aufgaben zu tun haben werden. Auch hierbei soll dieses Glossar helfen. Abfluss Als Abfluss wird die Wassermenge bezeichnet, die pro Zeiteinheit an einem bestimmten Ort eines Fließgewässers vorbeiströmt. Im Bereich des Wasserbaus und der Wasserwirtschaft hat sich die Einheit [m3/s] durchgesetzt; nur bei sehr kleinen Gewässern wird auch die Dimension Liter pro Sekunde [l/s] verwendet. Äquivalent zum Begriff Abfluss steht das Wort Durchfluss, das allerdings nur bei geschlossenen Kanälen und Rohrleitungen verwendet wird. Der gelegentlich gebrauchte Ausdruck „Abflussmenge“ als Synonym für Abfluss ist sprachlich unsauber, weil er ein Volumen [m3] bezeichnet. Die in Formeln gebräuchliche Abkürzung für Abfluss ist Q, zum Beispiel in der Kontinuitätsbedingung Q = v · A, in der sich der Abfluss Q aus dem Produkt von mittlerer Fließgeschwindigkeit v [m/s] und durchflossener Querschnittsfläche A [m2] ergibt.

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Glossar

Abflussspende Naturgemäß führt ein Fluss in seinem Unterlauf deutlich höhere Abflüsse als ein anderer Fluss in seinem Mittellauf, weil sein Einzugsgebiet kleiner ist. Um charakteristische Abflüsse verschiedener unterschiedlich großer Einzugsgebiete miteinander quantitativ vergleichen zu können, wird die Größe „Abflussspende“ benötigt. Hierzu wird der  Abfluss durch die zugehörige Einzugsgebietsfläche geteilt. Dadurch entsteht ein normierter Wert, der die Höhe des Abflusses bezieht auf die Größe des Einzugsgebietes. Gebräuchlich ist die Dimension Liter pro Sekunde pro Quadratkilometer [l/s/km2]. Trotz dieses Normierungsversuches verfügen kleine Einzugsgebiete über hohe Abflussspenden; große Einzugsgebiete liefern kleinere Abflussspenden, weil die ursächlichen lokalen Niederschläge dort über ein großes Gebiet „verschmiert“ werden. Alluvionen Alluvionen sind Kies- und Sandablagerungen in Flüssen, die im geologischen Erdzeitalter des Quartärs entstanden sind (Quartär = jüngster Abschnitt der Erdneuzeit). In unseren Flüssen überdecken sie meist meterhoch die darunterliegende tertiäre Schicht (Tertiär = älterer Teil der Erdneuzeit). Anlandung  Sedimentation Auflandung  Sedimentation Auwald, Auenwald  Aue Aue Eine Aue ist ein naturbelassenes, von der Fließdynamik eines Gewässers beeinflusstes Gebiet. Hierzu gehören die Bereiche, die vom Hochwasser betroffen sind, aber auch von wechselnden Grundwasserständen. Den Strauch- und Baumbestand der Aue bezeichnet man als Auenwald oder Auwald. Bemessungshochwasser Das Bemessungshochwasser bezeichnet den Abfluss, für den eine wasserbauliche Anlage zu bemessen ist. Die Wahl dieser Bezugsgröße richtet sich nach wirtschaftlichen und technischen Gesichtspunkten und nach den baulichen Gegebenheiten im Hinterland. In der Regel wird für die (Abfluss-)Leistungsfähigkeit von Wehren ein Hochwasser mit einer  Jährlichkeit von 100 angenommen. Bei der Hochwasserentlastungsanlage einer Talsperre beträgt die Jährlichkeit 1000. Das Technische Hilfswerk bezeichnet mit Bemessungshochwasser den Wasserstand, der als Grundlage für die Bemessung von Hochwasserschutzanlagen festgelegt wird. Durchfluss  vgl. Abfluss Durchgängigkeit Im Wasserbau steht Durchgängigkeit meist für das Vorhandensein eines Fließgewässerkontinuums (d. h. durchgängiger Abfluss), das Fischen und anderen im Wasser lebenden Tieren ( Makrozoobenthos) die Passage (Wanderung, Migration) stromab- und -aufwärts ermöglicht. Wenn Staustufen und Wehre die Durchgängigkeit (Durchwanderbarkeit) unterbrechen, muss durch geeignete Maßnahmen (z. B. Fischtreppen, Umgehungsgewässer) diese wiederhergestellt werden. Das Wort wird auch beim Geschiebetransport verwendet und bezeichnet die mögliche Drift des Geschiebes durch eine Stauanlage.

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Einzugsgebiet Jedem Ort an einem Fluss (z. B.  Pegel) ist ein bestimmtes Einzugsgebiet zugeordnet. Es bezeichnet den Teil der Landoberfläche, der zum Abfluss an diesem Ort beiträgt. Benachbarte Einzugsgebiete sind durch die Wasserscheide voneinander getrennt, einer Verbindungslinie der höchsten Punkte des Geländes. In der Wasserbilanzierung spielt neben dem oberirdischen auch das unterirdische Einzugsgebiet eine Rolle. Dieses kann sich aufgrund besonderer geologischer Erdaufbauten vom oberirdischen Einzugsgebiet geringfügig unterscheiden und dazu führen, dass Grundwasser ins benachbarte Einzugsgebiet strömt. Fließwechsel Beim Übergang von einem strömenden zu einem schießenden Abfluss oder umgekehrt tritt ein Fließwechsel auf. Kennzeichnend für beide Arten des Abflusses ist die Froude-Zahl, das Verhältnis zwischen Fließgeschwindigkeit und Wellenausbreitungsgeschwindigkeit. Ist die Froude-Zahl kleiner 1, ist der Abfluss strömend, ansonsten schießend. Der Übergang vom Strömen zum Schießen ist stetig, d. h. findet ohne Energieverlust statt. Umgekehrt ist der Fließwechsel unstetig; es findet eine Dissipation statt (Übergang von kinetischer Energie in Wärme). Eine solche Energieumwandlung findet beispielsweise in jedem Tosbecken hinter einem Wehr in der sog. Deckwalze statt. Feststofftransport Jeder Fluss führt Sande und Kiese mit sich und transportiert sie flussabwärts. Im Gebirge können aufgrund des Gefälles metergroße Gesteinsblöcke bewegt werden. Das an der Flusssohle geschobene oder springende Geröll wird als Geschiebe bezeichnet. Im Wasser schwebende Feststoffe (Feinsande und schluffige Anteile) nennt man Schwebstoffe. Geschiebe- und Schwebstoffmengen sind von der Fließgeschwindigkeit des Abflusses und der Feststoffzufuhr von der Landoberfläche abhängig. Der Inn kann in Tirol und Bayern bei großen Hochwassern Schwebstoffe in der Größenordnung von 10 kg pro Kubikmeter Abfluss mit sich führen. Geschwemmsellinie Bei Hochwassern transportiert der Fluss vermehrt Schwebstoffe sowie Treibgut. Diese Feststoffe bleiben an den Büschen und Sträuchern der Ufer hängen und markieren so den höchsten erreichten Wasserstand am Ufer. Genaue Aussagen über den Wasserstand im Fluss sind jedoch an Hand der Geschwemmsellinie in der Regel nicht möglich, da Wellenbildung und Staueffekte einen höheren Wasserstand am Ufer vortäuschen können. Gewässerkundliche Jahrbücher Weltweit werden wichtige hydrologische Daten wie Wasserstände, Abflüsse sowie physikalische und chemische Parameter von Gewässern in gewässerkundlichen Jahrbüchern (hydrological yearbooks) zusammengefasst und veröffentlicht. Das „Deutsche Gewässerkundliche Jahrbuch“ wird in zehn Teilbänden nach Stromgebieten geordnet herausgegeben. Teile der Daten sind bereits online verfügbar. In der Schweiz veröffentlicht die Bundesanstalt für Umwelt die Daten nach Kalenderjahren. Bei der Bereitstellung hydrologischer Daten spielen neben den Gewässerkundlichen Jahrbüchern auch die  Hydrologischen Atlanten eine wichtige Rolle.

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Glossar

Hochwasserfreilegung Die Summe der Maßnahmen zum Schutz von Städten und Siedlungen vor Hochwassern werden als Hochwasserfreilegung bezeichnet. Dieser Begriff suggeriert in der Bevölkerung, dass künftig keine Fluten mehr auftreten werden. Umso überraschter und erboster sind die Betroffenen dann, wenn ein „hochwasserfreigelegter“ Ort erneut überflutet wird. Glücklicher wäre sicher der Begriff Hochwasserschutzmaßnahmen. Diese Maßnahmen umfassen u. a. den Ausbau des Flussbettes, die Errichtung von Deichen oder Mauern, das Höherlegen bebauter Flächen und auch Retentionsmaßnahmen. Der Hochwasserschutz beschränkt sich i. d. R. auf Maßnahmen, die bis zu einem hundertjährlichen Hochwasser wirken ( Jährlichkeit). Wenn eine Ortschaft demnach hochwasserfreigelegt wird, bedeutet dass nicht, dass künftig keine Überschwemmungen mehr auftreten können. Hochwasserscheitel Als Hochwasserscheitel oder Scheitelwert einer Hochwasserwelle wird der höchste Abfluss oder aber der höchste Wasserstand während einer Hochwasserwelle bezeichnet. Dieser Wert ist für die Hochwasservorhersage sehr wichtig, weil die Bevölkerung damit weiß, wie sich ein Hochwasser zeitlich entwickeln wird. Schutz- oder Evakuierungsmaßnahmen können damit besser koordiniert werden. Hierbei ist zu beachten, dass bei größeren Flüssen der maximale Abfluss dem maximalen Wasserstand zeitlich um mehrer Stunden vorauseilen kann. Auch wenn der Abfluss bereits zurückgeht, kann der Wasserstand demnach kurzzeitig weiter ansteigen. Der Grund für dieses hydraulische Phänomen ist in der  Hysteresis des Abflusses begründet. Hydrologisches Jahr Definitionsgemäß dauert das hydrologische Jahr in Deutschland vom 1. November des Vorjahres bis zum 31. Oktober des aktuellen Jahres. Es sind Gründe aus der Wasserbilanzierung, die ein Abweichen vom Kalenderjahr rechtfertigen: Die Niederschläge, die im November und Dezember des Vorjahres in höheren Lagen fallen, kommen nicht im selben Jahr zum Abfluss, sondern werden temporär als Schnee und Eis gespeichert. Erst im nachfolgenden Frühjahr oder Sommer schmelzen diese Wasservorräte ab. Um daher die Wasserbilanz innerhalb eines Zeitraumes von zwölf Monaten richtig zu erfassen, umfasst das hydrologische Jahr jeweils die beiden letzten Monate des Vorjahres. Gelegentlich ergeben sich wasserwirtschaftliche Fragestellungen, die eine Einteilung des hydrologischen Jahres in das Winterhalbjahr (November bis April) und das Sommerhalbjahr Mai bis Oktober) erfordern. Wichtige hydrologische Daten werden in  Gewässerkundlichen Jahrbüchern veröffentlicht. Dort sind die Daten für deutsche Flüsse sowohl für das hydrologische Jahr, als auch für das Kalenderjahr zusammengestellt. Es liegt an der jeweiligen Aufgabenstellung, welche hydrologischen Daten der Wasserwirtschaftler für seine Auswertungen verwendet. In der Schweiz werden die Daten nur nach Kalenderjahren abgedruckt. Hydrologische Atlanten Viele Länder veröffentlichen wichtige gewässerbezogene Daten in Hydrologischen Atlanten. Darin werden Angaben zum nationalen Gewässernetz, Karten zur Wasserbilanz sowie Informationen zu den Bereichen Niederschlag, Verdunstung, Grundwasser, Schnee und Gletscher zusammengefasst. Hydrodynamik Als Teilgebiet der Hydraulik (Strömungslehre) beschäftigt sich die Hydrodynamik – anders als die  Hydrostatik – mit den Bewegungsgesetzen des Wassers und den bei Strömungen auftretenden Kräften. Hydrostatik Die Lehre vom Gleichgewicht der Kräfte bei ruhenden Flüssigkeiten ( Hydrodynamik).

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Hysteresis Während eines Hochwasserereignisses an einem bestimmten Ort unterscheidet sich das Energieliniengefälle beim Anlaufen der Welle von dem beim Abklingen des Hochwassers. Vor Erreichen des maximalen Abflusses ist das Gefälle höher als danach. Daraus folgt, dass der maximale Abfluss dem maximalen Wasserstand zeitlich vorauseilt. Auch wenn der Abfluss [m3/s] bereits zurückgeht, steigt der Wasserstand [m] demnach kurzfristig weiter an. Dieser hydraulische Effekt ist bei der Hochwasservorhersage zu berücksichtigen. Jährlichkeit Ein Hochwasserabfluss ist durch eine Auftretenswahrscheinlichkeit gekennzeichnet. Kleine Hochwasser treten naturgemäß häufiger auf als große. Extreme Hochwasser verfügen über sehr kleine Auftretenswahrscheinlichkeiten von einem Prozent oder weniger pro Jahr. So tritt ein tausendjährliches Hochwasser – in Fachkreisen bezeichnet als HQ1000 – jedes Jahr nur mit einer Wahrscheinlichkeit von 1 : 1000 auf. Die Jährlichkeit eines solchen Hochwassers beträgt demnach 1000. Gelegentlich spricht man auch vom Wiederkehrintervall. Dies ist zwar statistisch korrekt, suggeriert jedoch bei manchen, dass sich beispielsweise ein hundertjährliches Hochwasser HQ100 nur etwa alle 100 Jahre wiederholt. Nach einem „Jahrhunderthochwasser“ hofft man demnach auf eine lange Zeit der Ruhe, bevor das nächste stattfindet. Tatsache ist, dass ein hundertjährlicher Hochwasserabfluss jedes Jahr auftreten bzw. überschritten werden kann, allerdings mit einer kleinen Wahrscheinlichkeit von 1 : 100. Hier hilft der Vergleich mit einem Würfelspiel. Die Wahrscheinlichkeit eine Sechs zu würfeln beträgt exakt 1 : 6, d. h. lediglich 16,6 %. Dennoch hatte jeder schon mal das Glück, drei oder mehr Sechser nacheinander zu würfeln. Kolk Kolke sind durch energiereiche hochturbulente Strömung verursachte ausgespülte Vertiefungen an der Gewässersohle. Kolke können in Flüssen eine Tiefe von mehreren Metern aufweisen und sind dann gefährlich, wenn der Kolk sich unter massive Bauwerke (z. B. Tosbecken) ausdehnt und deren Gründung unterspült oder die Ufer angreift. Besonders gefährdet sind Brückenpfeiler, die bei gleichzeitiger Erosion des Flussbettes an ihren Fundamenten freigespült werden können und so ihre Tragkraft verlieren. Limnologie Limnologie ist die Wissenschaft von den Binnengewässern (Flüsse und Seen) und der darin lebenden Organismen. Als Teilgebiet der Biologie befasst sie sich ausschließlich mit der Geographie und Ökologie der Süßgewässer und mit ihren physikalischen und chemischen Aspekten. Makrozoobenthos Benthos bezeichnet die Gesamtheit der auf der Gewässersohle lebenden Organismen. Zum Makrozoobenthos zählen nur die größeren tierischen Organismen, die mit dem Auge noch erkennbar sind, z. B. Krebse, Muscheln, Schnecken, Insektenlarven etc. ( Durchgängigkeit). Die am Boden frei lebenden oder auch festgewachsenen sichtbaren pflanzlichen Organismen gehören zum Makrophytobenthos. Zusammen mit dem Makrozoobenthos bilden sie das Makrobenthos. Migration  Durchgängigkeit

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Muren Bei Starkniederschlägen im Gebirge wird viel Gesteinsmaterial aus Hangrutschungen und Schutthalden ausgespült und vom Wasser in die  Wildbäche verfrachtet. Zusammen mit weiterem Geschiebe aus dem Bachbett selbst schießt eine Mure als Gemisch aus Geröll und Wasser in hoher Geschwindigkeit talabwärts. Muren können große Schäden anrichten, indem Scheunen und Fahrzeuge mitgerissen werden und sogar Häuser und Brücken beschädigt oder verschüttet werden. Infolge von Felsstürzen und dadurch entwurzelten Bäumen kann der Wildbach an Engstellen aufgestaut werden. An Brücken verhaken sich die Äste und Bäume ( Verklausung) und auch das Geschiebe wird zurück gestaut. Wenn dadurch der ursprüngliche Fließweg großteils versperrt wird, kann es zu Ausuferungen kommen. Im schlimmsten Fall bahnt sich der Bach einen neuen, zerstörerischen Weg durch die Ortschaft. Niedrigwasserregulierung  Flussregulierung. Pegel Ein Pegel ist eine Messstelle für den Wasserstand, z. B. an einem Fluss oder See. Ein Grundwasserpegel misst folglich den Grundwasserstand. Der einfachste Pegel an Flüssen besteht aus einer Pegellatte, an der der Wasserstand vor Ort abgelesen werden muss. Heute besitzen die meisten Pegel einen automatischen Schreiber, der den wechselnden Wasserstand kontinuierlich mechanisch (Papierrollen) oder digital (Speicherchips) aufzeichnet. Hierbei wird die vertikale Bewegung eines Schwimmkörpers registriert. Bei einem Druckpegel wird der vorhandene Wasserstand über den Druck gemessen, der benötigt wird, um Luft in einer Leitung bis zur Gewässersohle zu pumpen. Moderne Pegel übertragen die gemessenen Werte mittels Datenfernübertragung an die zentralen Rechner der Wasserwirtschaftsverwaltung. Die Bevölkerung kann die Wasserstände über das Internet (grafisch und tabellarisch) oder telefonisch (automatische Ansage) abrufen. Polder Polder sind Gebiete neben Flüssen, die ständig oder nur bei Hochwasser unter dem Wasserspiegel des Gewässers liegen. Sie dienten schon früh zur Neulandgewinnung indem durch Deichbau dem offenen Meer Land abgerungen wurde. An der Nordseeküste heißen Polder auch Koog (Mehrzahl: Köge) oder auch Groden. Im Binnenland entstanden Polder durch Begradigung und Eindeichung von Flüssen. Da sie bei Hochwasser nicht natürlich entwässern können, muss das Wasser aus den Poldern an Pumpwerken in den höher liegenden Fluss gepumpt werden (vgl.  Siel). Quartär  Alluvionen Retentionsraum Retentionsräume dienen dem teilweisen Rückhalt und der zeitlichen Verzögerung beim Ablauf von Hochwasserwellen. Je mehr Rückhalteraum zur Verfügung steht, umso langsamer steigt der Wasserstand bei Hochwassern. Der Wellenablauf wird zeitlich verzögert und verläuft damit flacher. Heute wird an vielen Orten versucht, ehemalige natürliche Überschwemmungsflächen von Bebauung zu befreien und so ursprüngliche Retentionsräume wieder herzustellen. Als Retentionsraum wirken selbstverständlich auch die planmäßigen Speicherkapazitäten von Hochwasserrückhaltebecken. Schießen  Fließwechsel

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Sedimentation Im Wasserbau bezeichnet Sedimentation in der Regel das Ablagern von Sand und Feinkies in einem Fluss oder See. Sedimentation tritt auf, wenn die Fließgeschwindigkeit zu klein ist, um das im Gewässer mitgeführte Material weiter zu transportieren. Aufgrund der Schwerkraft sinken die Schwebstoffe zu Boden und das Geschiebe bleibt liegen. Dieser Prozess findet in aufgestauten Seen von Staustufen und in Reservoirs von Talsperren statt. Man spricht hier häufig von Verlandung der Staustufe oder Talsperre. Durch gezielte Spülung bei Hochwasserabfluss können verlandete Seen teilweise wieder „entlandet“ werden. Häufige Synonyme für Verlandung sind Anlandung und Auflandung. Streng genommen dürfte der Begriff „Verlandung“ nur verwendet werden, wenn es sich um eine Auffüllung des Gewässers mit organischem Material handelt. Bei Kies und Sand ist Anlandung korrekt (Wörterbuch der Ökologie von Matthias Schaefer, 1992). Siel Ein Siel bezeichnet eine kleine Deichschleuse an der Küste und an Flüssen, das sich bei ansteigender Flut selbstständig schließt und vom Binnengewässer geöffnet wird. Es dient zum Entwässern der eingedeichten Niederungen (siehe auch  Polder). Das Wort Siel ist in Norddeutschland ein häufiger Bestandteil von Ortsnamen wie z. B. Kuhsiel bei Bremen. Tertiär  Alluvionen Unvollkommener Überfall Der Wasserabfluss über ein Wehr (Überfall) ist dann unvollkommen, wenn er vom Unterwasser beeinflusst wird. Die Energieumwandlung im Tosbecken ist beim unvollkommenen Überfall meist ungenügend ( vollkommener Überfall). Vb-Wetterlage In den vergangenen zwei Jahrzehnten haben in Deutschland und Österreich, in der Schweiz und in Tschechien vornehmlich sog. Vb-Wetterlagen („fünf b“) zu extremen Hochwassern geführt. Es handelt sich um ein Tiefdruckgebiet, dessen Zugbahn häufig von Genua über die Po-Ebene bis nach Ungarn und Polen verläuft und weiter nördlich auf kalte Polarluft gleitet. Besonders tückisch ist die Aufnahme hoher Luftfeuchtigkeit über dem im Sommer warmen Mittelmeer. Vb-Wetterlagen treten zwar zu allen Jahreszeiten auf, sind aber in den Monaten zwischen Mai und August besonders niederschlagsreich und führen meist zu lang anhaltendem Regen und mitunter zu verheerenden Hochwassern. Im Staubereich des Voralpengebietes und in höheren Mittelgebirgen wurden lokale Niederschläge von über 200 mm innerhalb von 24 Stunden registriert. Der deutsche Meteorologe W. J. van Bebber hat das Muster dieser Zugbahn bereits 1891 erkannt und es mit dem Kürzel Vb in das System bekannter Großwetterlagen integriert. Verklausung Bei Hochwasser können mitgerissene Bäume und Äste an Engstellen eines Flusses, z. B. an Brückenpfeilern, hängen bleiben und sich ineinander verkeilen. Es entsteht ein Hindernis aus Treibgut, das den ungehinderten Abfluss behindert. Eine solche Verklausung wird gefährlich, wenn der verbleibende Abflussquerschnitt nicht mehr ausreicht, um das Hochwasser an der Engstelle ohne einen Rückstau abzuführen. Falls es zu einem Rückstau kommt, können die seitlichen Dämme oder Deiche überströmt werden. Dies führt zu Überschwemmungen, die ohne Verklausung nicht aufgetreten wären. In Wildbächen kommt es gelegentlich zu einem vollständigen Verschluss des Abflussquerschnitts. Abhilfe schaffen Treibholzfänge und Treibholznetze.

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Glossar

Verlandung  Sedimentation Vollkommener Überfall Im Gegensatz zum  unvollkommenen Überfall findet bei einem vollkommenen Überfall ein  Fließwechsel vom Strömen zum Schießen statt, der unbeeinflusst vom Unterwasserspiegel ist. Dadurch erfolgt eine gute Energieumwandlung im anschließenden Tosbecken. Vorabsenkung Mit Hilfe einer Vorabsenkung kann der Wasserstand in Talsperren vor Eintreffen eines angekündigten Hochwassers teilweise abgesenkt werden. Damit wird zusätzlicher  Retentionsraum zum Auffangen des nahenden Hochwassers geschaffen. Das Maß der Vorabsenkung hängt wesentlich von der Höhe des unschädlichen Abflusses unterhalb der Talsperre ab, von der Leistungsfähigkeit der verfügbaren Entlastungsanlagen und von der Güte der Hochwasserprognose. Die zeitliche Koordination der Vorabsenkung ist von entscheidender Bedeutung weil sie unmittelbare Auswirkungen auf die weitere unterstromige Abflussentwicklung hat (Wellenüberlagerung). Eine zu starke Vorabsenkung kann dann problematisch werden, wenn das vorhergesagte Hochwasser nicht in der angenommenen Höhe auftritt und somit über längere Zeit die anderen Funktionen des Speichers beeinträchtigt werden (Energieerzeugung, Schifffahrt, Freizeitnutzung). Vorfluter, Vorflut Vorfluter bezeichnen Gewässer, in die Wasser oder Abwasser mit wasserrechtlicher Erlaubnis eingeleitet werden darf. Es ist demnach ein künstliches oder natürliches Gewässer, das Wasser aufnimmt und weiterleitet. Als Vorfluter (engl. receiving water) bezeichnet man daher auch die Entwässerungsgräben auf landwirtschaftlich genutzten Flächen (Abzugsgraben). Nach dieser Definition können natürliche Bäche, Flüsse und auch Seen Vorfluter sein. Als Vorflut (engl. preflood, runoff capability) bezeichnet man die Möglichkeit von Wasser und Abwasser, unter natürlichem Gefälle (natürliche Vorflut) oder über ein Hebewerk (künstliche Vorflut) abzufließen. Wildbach Wildbäche sind charakteristische Fließgewässer im Hochgebirge. Sie besitzen meist kleine Einzugsgebiete von weniger als 10 km2 und haben ein starkes Gefälle. Bei Niederschlägen steigt der Abfluss sehr schnell an, der Scheitelwert des Abflusses wird gelegentlich in weniger als einer Stunde erreicht. Von der Oberfläche des Einzugsgebietes gelöstes Material in Verbindung mit erodierter Sohle des Bachbetts führt manchmal zu starkem Feststofftransport. Es entstehen mitunter gefährliche  Muren. Allerdings klingt der Abfluss am Ende des Niederschlages auch rasch wieder ab.

Sachverzeichnis

A Aal (Fischpass) .......................... 351 Abbindeprozess.......................... 251 Abdichtungsinjektion................. 214 Abfluss....................................... 583 Abflussbeiwert..................... 48, 497 Abflussermittlung ........................ 28 Abflussgenerierung...................... 76 Abflusskoeffizient.................. 48, 62 Abflusskurve.................. 35, 36, 105 Abflussregime.............................. 85 Abflussreihe (stochastisch) .......... 78 Abflussspende............................ 584 Abflusswirksamer Niederschlag .. 52 Abladetiefe................................. 364 Abrasion..................................... 134 Absehnung ................................. 131 Absenkziel ................................. 181 Absperrklappe............................ 278 Absperrverschluss...................... 278 Abtrennung des Basisabflusses.... 55 ADCP........................................... 33 Ähnlichkeitsgesetz ..................... 522 Alluvionen ................................. 584 Alzkanal..................................... 505 Analogmodelle .......................... 519 Anlagenwirkungsgrad................ 303 Anlandung.................................. 589 Annabrück (Wehr) ..................... 149 AR-Modell................................... 76 Arzviller (Schiffshebewerk)....... 377 Asphaltbeton ...................... 193, 209 Asphaltbetondichtung ................ 208 Assuan (Staudamm) ................... 185 Aufheizmethode......................... 508 Auflandungszustand..................... 96

Aufsatzklappe .................... 145, 150 Aufstandsbreite .......................... 215 Aufstandsfläche ................. 184, 205 Auftretenswahrscheinlichkeit (Hochwasser) ......................... 587 Auftriebssicherheit..................... 461 Ausbauzufluss............................ 303 Auskleidung (Schifffahrtskanal) 368 Auskolkung................................ 165 Ausleitungskanal........................ 500 Ausleitungskraftwerk......... 313, 352 Ausleitungsstrecke ..................... 345 Ausleitungswehr ........................ 345 Außenkrümmung ......................... 89 Auswertung (Ganglinien)............. 14 Autoregressive Modelle ............... 77

B Bad Reichenhall (Wasserkraft) .. 353 Basisabfluss ........................... 18, 55 Batinah-Ebene (Oman) .............. 459 Baustellenumleitung .......... 188, 452 Bauteildurchlässigkeit................ 489 Bauvorsorge ............................... 407 Bauwerksüberwachung .............. 267 Bebauungsart ............................... 48 Becherturbine............................. 337 Beckeninhaltslinie........................ 42 Belüftung (Heber) ...................... 138 Belüftung (Klappe) .................... 156 Belüftung (Schussrinne)............. 286 Belüftungskanal ......................... 156 Belüftungsquerschnitt ................ 156 Bemessungshochwasser..... 281, 584 Bemessungshochwasserabfluss.. 153 Bemessungshochwasserzufluss.. 129

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Sachverzeichnis

Bentonit.............................. 213, 466 Bergfahrt (Schiff)....................... 372 Berme......................................... 199 Berollung (Flusssohle)............... 120 Betondruckfestigkeit.................. 490 Betonierfuge .............................. 212 Betoninstandsetzung .................. 488 Betonkeil.................................... 168 Betonplattendicke (CFR-Damm)212 Betonsuspension ........................ 262 Betontemperatur......................... 251 Betriebsauslass........... 181, 228, 274 Betriebseinrichtungen ................ 273 Betriebsraum.............................. 273 Betriebssimulation ....................... 44 Bewegliches Wehr ..................... 139 Binnenschifffahrt ....................... 355 Binnenwasserstraßen ................. 357 Birecik (Talsperre)..................... 468 Birecik, Türkei........................... 178 Blockbauweise ........................... 310 Blockregen............................. 45, 47 Blockwurf (Steinwurf)............... 200 Bodenfeuchteklasse ..................... 49 Bodennutzung .............................. 51 Bodentypen .................................. 52 Bogengewichtsstaumauer .. 233, 243 Bogenstaumauer.183, 185, 229, 240, 243, 248 Bogenwirkung.................... 185, 231 Bohrlochabstand ........................ 258 Bohrlochrichtung ....................... 259 Bootsgasse ................................. 170 Böschung ................................... 200 Böschungsrasen ......................... 110 Böschungsschutz........................ 166 BOT-Projekt .............................. 469 Brahms, Albert............................. 92 Brombach................................... 216 Brombachspeicher ............. 177, 222 Brombachtalsperre ..................... 203 Buchtenkraftwerk....................... 131 Buhne......................................... 113

C Cabora Bassa (Turbine) ............. 329 California-Formel (empirische Verteilung) ............................... 69 Canal du Centre (Schiffshebewerk) ............................................... 375 CAT-Turbine ............................. 335 CFR-Damm........................ 207, 213 Chézy, Antoine ............................ 92 Colebrook und White (Formel).... 93 Compact axial turbine ................ 335 Contra (Bogenstaumauer) .......... 185 Conventional Vibrated Concrete 238 Correction .................................... 81 CVC ........................................... 238

D Dammbalkenwehr ...................... 144 Dammfuß ................................... 195 Dammkrone ............................... 201 Dammquerschnitt....................... 205 Dammschüttmaterial .................. 199 Daniel-Johnson (Pfeilerstaumauer) ............................................... 249 Darcy-Weisbach (Formel)............ 93 Datenfernübertragung .................. 30 Dauerhaftigkeit (Stauanlage) ..... 181 Dauerlinie..................................... 16 Deckschicht.................................. 97 Deckwalze.................................. 164 Deich.......................................... 430 Deichkrone................................. 432 Deichlinie................................... 431 Deichverteidigung.............. 431, 437 Deichweg ................................... 431 Deutsche Wetterdienst ................. 23 Deutscher Wetterdienst.............. 409 Deutsches Gewässerkundliches Jahrbuch ........................... 15, 585 Dichtungsband ........................... 215 Dichtungskern............................ 199 Dichtungswand (Kanäle) ........... 500 Differentialwasserschloss .......... 322 DIN 19700 ................................. 182

Sachverzeichnis DIN 4048 ................................... 181 Direktabfluss.......................... 55, 57 Dissipation ................................. 162 Doppelschleusen ........................ 371 Dopplereffekt............................... 33 Drahtgitterkästen........................ 461 Dränagebohrung......................... 481 Dränageschicht........................... 202 Dränagezone .............................. 196 Dränschicht ................................ 210 Drehlager ................................... 157 Drehmoment (Turbine) .............. 303 Drehverschluss........................... 145 Dreieckshafen ............................ 379 Drosselwasserschloss................. 322 Druckabfluss .............................. 138 Druckausbreitungsgeschwindigkeit ............................................... 321 Druckleitung .............................. 277 Drucklufteinperlverfahren............ 28 Druckluftpegel ............................. 28 Druckpegel................................. 588 Druckrohrleitung................ 277, 321 Druckschacht ..................... 318, 320 Drucksegment .....147, 151, 161, 279 Druckstollen....................... 283, 318 Druckstoß........................... 318, 320 Durchgängigkeit................. 121, 584 Durchlässigkeit .......................... 196 Durchlässigkeitsbeiwert............. 199 Durchströmturbine ............. 323, 339 Durchwanderbarkeit................... 584 Dynamische Überschwemmung 392

E Edertalsperre .............................. 235 Effektiver Niederschlag ......... 52, 56 Eigendynamisierung (Fluss) ...... 122 Einbauhöhe ................................ 198 Eingangsschussstrahl ......... 163, 293 Einheitsganglinie ......................... 60 Einheitsganglinienverfahren ........ 56 Einphasenschlitzwand................ 262 Einstaugrad ................................ 163 Einstein, Hans-Albert................... 97

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Einzelkorn.................................... 97 Einzugsgebiet............................. 585 Eis .............................................. 253 Eisenbahnschienen..................... 165 Elbe-Havel-Kanal ...................... 377 Endschwelle ............................... 164 Endsetzung................................. 220 Energieumwandlung . 145, 161, 162, 164 Energieumwandlungsanlage ...... 290 Entlastungsanlage .............. 273, 281 Entnahmeanlage................. 273, 282 Entnahmebauwerk...................... 274 Erdbeben .................................... 185 Erdbeton..................................... 206 Erdkern ...................................... 196 Erdkerndichtung......................... 205 Erdschüttdamm .......................... 192 Erntefaktor ................................. 345 Erosionsbeginn........................... 202 Erosionszustand ........................... 96 Ertüchtigung............................... 486 Euler-Zahl .................................... 74 Evaporation.................................... 2 Evapotranspiration ......................... 2 Extremhochwasser ..................... 181 Extremwertverteilung .................. 75

F Fahrdynamik .............................. 364 Fahrrinnentiefe........................... 364 Fahrspurbreite ............................ 364 Fahrwassertbreite ....................... 364 Fallgewicht (Absperrklappe)...... 278 Fallhöhe ............................. 310, 323 Fallhöhendauerlinie...................... 16 Faltungsintegral ........................... 58 Fangedamm................................ 189 Faschinenbündel ........................ 111 Faustformel für Sohlschubspannung ............................................... 100 Feinregulierung.......................... 152 Felsdurchlässigkeit..................... 257 Felspiezometer ........................... 272 Felstrümmerdamm ..................... 211

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Sachverzeichnis

Festes Wehr ............................... 133 Feststofftransport ................. 96, 585 Fiering-Modell............................. 78 Filterdicke .................................. 204 Filterflies.................................... 206 Filterkapazität ............................ 196 Filterkriterien ............................. 204 Filtermaterial.............................. 204 Filterregel................................... 202 Filterschicht ....................... 196, 202 Filterstabilität ............................. 204 Fischabstiegsanlagen ................. 349 Fischaufstiegsanlage .................. 349 Fischaufstiegshilfen ................... 171 Fischpass.................................... 351 Fischpassage .............................. 171 Flächenniederschlag..................... 28 Flechtzaun.................................. 111 Fließformeln ................................ 91 Floßgasse ................................... 170 Flottwasser................................. 364 Flottwassertiefe.......................... 140 Flusskrümmung ........................... 89 Flusskrümmung (Anordnung von Wasserkraftwerken) ............... 311 Flusslauf....................................... 87 Flussmorphologie................... 82, 91 Flussumleitung........................... 188 Flutpolder................................... 419 Fourieranalyse.............................. 77 Francisturbine ............................ 324 Fränkisches Seenland................. 222 Frauenau (Betriebseinrichtungen) ............................................... 286 Frauenau (Einlauftrichter).......... 284 Frauenau (Grundablass) ............. 278 Frauenau (Schieberkaverne) ...... 282 Frauenau (Talsperre).................. 206 Freibord...................................... 439 Freispiegelabfluss ...................... 279 Freispiegelstollen ....................... 283 Freistrahlturbine................. 337, 339 Freizeitschifffahrt....................... 381 Freudenau (Wasserkraftwerk).... 331 Frischbetontemperatur ............... 253 Froudesches Modellgesetz ......... 523

Froude-Zahl ....................... 164, 585 Fugenband.................................. 215 Fugenkonstruktion ..................... 162 Füllenlinie .................................... 18 Fundão (RCC-Damm)................ 242 Furth im Wald............................ 179

G Gabionen.................................... 461 Ganglinie...................................... 14 Gauckler....................................... 92 Gebietsniederschlag ..................... 25 Gebietsrückhalt ............................ 57 Gebrauchstauglichkeit (Stauanlage) ............................................... 181 Generalsanierung ....................... 485 Generator ................................... 323 Generatorbirne ................... 330, 332 Generierung künstlicher Abflüsse 77 Geradenabzug .............................. 55 GERCC ...................................... 238 Gesamtabfluss.............................. 55 Gesamtwirkungsgrad ................. 303 Geschiebe................................... 589 Geschiebeabzug ......................... 161 Geschiebefunktion ..................... 105 Geschiebemenge ........................ 105 Geschiebetransport..................... 105 Geschiebetrieb ............................. 35 Geschiebetriebfreier Zustand ....... 96 Geschiebezugabe ....................... 120 Geschwemmsel .......................... 143 Geschwemmsellinie ........... 404, 585 Geschwindigkeitsbeiwerte nach Strickler............................ 95, 103 Getriebegehäuse......................... 332 Gewässerkundliches Jahrbuch ... 585 Gewässertypen ............................. 90 Gewichtslot ................................ 268 Gewichtsstaumauer ... 185, 229, 232, 235, 240, 251 Gewölbereihenmauer ................. 229 Gleichdruckturbine .................... 323 Gleichdruckturbinen .................. 337 Gleichgewichtszustand ................ 96

Sachverzeichnis Gleichwinkelmauer.................... 247 Gleitkreis............................ 206, 217 Gleitsicherheit............................ 221 Gleitufer....................................... 87 Goldisthal................................... 320 Goldisthal (Pumpspeicherkraftwerk) ............................................... 271 Grand Dixence (Gewichtsstaumauer) ............. 185 Großmotorgüterschiff ................ 358 Groundwater recharge dam........ 457 Grout-Enriched-RCC ................. 238 Grout-jacking............................. 259 Grundablass 170, 181, 228, 274, 278 Grunddreieck ......134, 136, 160, 233 Grundwasser ................................ 48 Grundwasserabfluss ....................... 2 Grundwasseranreicherung.......... 456 Grundwasserpegel.............. 272, 588 Grundwasserspiegel ..................... 82 Grundwasserstand...................... 588 Gumbel (statistische Verteilung) . 74 Güterschifffahrt.......................... 355

H Hakendoppelschütz.................... 146 Hangkanal .................................. 283 Hauptzahlen (gewässerkundliche) 39 Hazen (empirische Verteilung) .... 70 Heberdecke ................................ 138 Heberhaube ................................ 138 Heberschlauch............................ 138 Heberwehr.................................. 137 Hellmannscher Regenschreiber ... 22 Herdmauer ................................. 211 Hochdruckanlage ............... 308, 318 Hochdruckinjektion ................... 227 Höchstes Stauziel....................... 181 Hochwasserbemessungsfälle...... 181 Hochwasserentlastungsanlage... 181, 289 Hochwasserfreilegung ............... 586 Hochwasserjährlichkeit................ 70 Hochwasserlängsschnitt............... 40 Hochwassernachrichtendienst...... 31

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Hochwasserrückhaltebecken..... 126, 181 Hochwasserrückhalteraum ......... 181 Hochwasserscheitel.................... 586 Hochwasserschutzbedürfnis....... 181 Hochwasserschutzdeich ............. 430 Hochwasserschutzmaßnahme .... 586 Hochwasserspendendiagramm..... 40 Hochwasservorhersage ...... 407, 586 Hochwasserzentralen ................. 410 Höhenlage von Turbinenschaufeln ............................................... 324 Hohlraumstruktur (Beton).......... 488 Homogener Damm..................... 193 Hoover Dam (Bogengewichtsstaumauer).... 229 Hoover Dam (Hangkanal).......... 285 Hubschütz .................................. 146 Hybridmodelle ........................... 519 Hydratationswärme .................... 250 Hydraulikzylinder ...... 144, 148, 150 Hydraulischer Grundbruch......... 255 Hydraulischer Radius..... 92, 94, 105 Hydrodynamik ........................... 586 Hydro-jacking ............................ 259 Hydrologie ................................... 13 Hydrologische Jahresbilanz ........... 4 Hydrologischer Atlas ................. 586 Hydrologisches Jahr................... 586 Hydrostatik................................. 586 Hysteresis............................. 36, 587

I Iffezheim / Rhein ....................... 120 Injektionen ................................. 197 Injektionsdruck .......................... 258 Injektionsprogramm................... 215 Innenkrümmung........................... 89 Inselkraftwerk ............................ 311 Integrationsprinzip ....................... 11 Intergenerationsprinzip ................ 11 Interzeption .................................... 2 Isar ......................................... 97, 98 Isohyeten...................................... 26 Isotachen .................................... 107

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Sachverzeichnis

Isotop (Tracer) ............................. 29 Itaipu (Hochwasserentlastung)... 289 Itaipu (Wasserkraftanlage)......... 301

J Jahrbücher (Gewässerkundliche)585 Jahresgeschiebefracht ................ 105 Jahresmodell ................................ 76 Jahrhunderthochwasser .............. 587 Jährlichkeit............... 40, 67, 70, 587 Jet-Grouting ............................... 479 Jochenstein (Donau) .......... 370, 372 Joukowsky-Stoß......................... 321

K Kaminfilter................................. 195 Kammerschleuse........................ 371 Kammerschleusen...................... 371 Kanalkraftwerk .......................... 313 Kaplanturbine .................... 317, 327 Kariba (Bogenstaumauer) .......... 244 Kariba (Staumauer).................... 185 Karstgebirge............................... 273 Kaskadenrampe.................. 118, 122 Kaskadenströmung..................... 292 Katse (Bogenstaumauer)............ 244 Kavitation ...........134, 285, 341, 491 Kavitationserosion ............. 342, 492 Kavitationserosionswiderstand .. 493 Kegelstrahlschieber.................... 279 Kegelstrahlventil........................ 279 Kernfuß ...................................... 205 Kettenantrieb.............................. 152 Kiesschleuse .............................. 160 Kippwaage ................................... 22 Klappenhöhe .............................. 145 Klappenrücken ........................... 155 Klappenscharnier ....................... 153 Klappenwehr.............................. 152 Klassifizierung von Talsperren .. 182 Klassifizierung von Staustufen .. 128 Kleinsteinzugsgebiet.................... 45 Kleinwasserkraftanlage.............. 339 Klimamodelle ............................ 386

Klimawandel.............................. 385 KLIWA ...................................... 387 Klüftigkeit (Fels)........................ 255 Kluftweite .................................. 258 Koaxialdiagramm................. 49, 105 Kolk ................................... 287, 587 Kolkschutz ................................. 165 Kombiniertes Wehr.................... 139 Kontrollgang ...... 197, 214, 215, 216 Kontrollschwelle ........................ 283 Konvektiver Niederschlag ........... 21 Kooperationsprinzip..................... 10 Korbbogen ................................. 169 Kornfraktion................................. 97 Körnungsband............................ 204 Kornverteilung ........................... 204 Kornverteilungskurve ................ 204 Kostra-Atlas ............................... 400 Kragträgermodell ....................... 235 Krey-Bishop (Gleitkreis) ........... 219 Kriegenbrunn (Sparschleuse)..... 374 Kriging......................................... 27 Kronenform................................ 136 Krümmungsverluste................... 303 Kulturwehre ............................... 159 Kunststoffdichtungsbahn ... 500, 505

L Lagekontrolle ............................. 268 Langzeitsimulation....................... 78 Lattenpegel................................... 30 Lauerstellung ............................. 277 Laufenburg (Wasserkraftwerk) .. 334 Laufrad....................................... 323 Laufraddrehzahl ......................... 324 Laufraddurchmesser................... 313 Laufwasserkraftwerk.................. 309 Leerschuss.................................. 170 Lehmkern ................................... 205 Leibis (Gewichtsstaumauer) ...... 233 Leistungsdauerlinie .................... 305 Leistungsfähigkeit...................... 130 Leistungsplan ....................... 16, 306 Leitapparat ................................. 327 Leitrad........................................ 323

Sachverzeichnis

597

Limbach (Main) ......................... 370 Limnologie................................. 587 Lockerboden ...................... 255, 262 Lockströmung ............................ 349 Luftbilder ................................... 397 Luftbildkarten ............................ 397 Luftfüllung................................. 159 Luftmodell ................................. 527 Lugeon ....................... 256, 258, 489

Mönchsbauwerk......................... 180 Moving-Average-Prozess ............ 77 Mujib (Auskolkungen)............... 289 Mujib Dam (RCC-Damm) ......... 237 Muldentosbecken ....................... 165 Mündungsgebiet........................... 83 Muren......................................... 588 Murgang..................................... 393 Muscat Dam (Staudamm) .......... 290

M

N

Main-Donau-Kanal .................... 370 Makrozoobenthos............... 349, 587 Manning....................................... 92 Massenschwingung.................... 322 Maßstabseffekte (Kavitation)..... 343 Maßstabszahl ............................. 521 Materialverbrauch...................... 233 Mauvoisin (Bogenstaumauer).... 185 Maximum Credible Earthquake . 469 MEFI-Modell............................. 346 Meldestufe ................................... 38 Meldestufen ............................... 396 Membrandichtung...................... 207 Merowe (CFR-Damm)............... 213 Messeinrichtung......................... 267 Messflügel.................................... 29 Messwehr................................... 270 Methode der kleinsten Quadrate .. 64 Meyer-Peter und Müller..... 106, 108 Migration ................................... 587 Mindestfließgeschwindigkeit..... 347 Mindestwasserabfluss ................ 345 Mindestwasserabgabe ................ 352 Mitteldruckanlagen .................... 308 Mittellandkanal .......................... 377 Mittellast .................................... 307 Mittellauf ..................................... 83 Mittelwasserabfluss ................... 128 Mixed in place ................... 254, 465 Modellversuch ........................... 283 Modellversuch (pysikalisch)...... 520 Modernisierung.......... 172, 485, 486 Molenhafen ................................ 379 Monatsmodell ........................ 76, 78

(n-1)-Bedingung................. 141, 274 Nachinjektion............................. 215 Nachrüstung ............................... 485 Nadelwehr.................................. 145 Nettofallhöhe ............................. 303 Niederdruckanlage ..................... 310 Niederdruckanlagen ................... 308 Niederfinow (Schiffshebewerk). 374 Niederschlag ................................ 21 Niederschlagsmessstationen......... 23 Niedrigwasser .............................. 41 Niedrigwasseraufhöhung ........... 177 Nil (Fluss) .................................. 186 Notentlastung ............................. 181 Nullspannungstemperatur .......... 251 Nurek (Erdschüttdamm)............. 185

O Oberbecken ........................ 209, 318 Oberdrempel .............................. 371 Oberflächenabfluss .................. 2, 55 Oberflächendichtung.. 209, 213, 221 Oberhaupt................................... 371 Oberlauf ....................................... 83 Offenes Deckwerk ..................... 120 Öffnungswinkel (Bogenstaumauer) ............................................... 247 Olivenhain Dam (stepped spillway) ............................................... 291 Ombrometer ................................. 22 Ossberger-Turbine ............. 323, 339

598

Sachverzeichnis

P

R

Parallelhafen .............................. 379 Parallelschleuse.......................... 371 Parameterschätzung ..................... 70 Pegel ............................................ 30 Pegelnullpunktshöhe.................... 38 Peltonturbine...................... 324, 338 Pendellot .................................... 268 Personenschifffahrt .................... 355 Pfeiler......................................... 157 Pfeilerbewehrung ....................... 147 Pfeilerbreite................................ 169 Pfeilerkraftwerke ....................... 311 Pfeilerplattenstaumauer ............. 248 Pfeilerrücken.............................. 169 Pfeilerstaumauer ........ 185, 229, 248 Pflichtwasserabgabe................... 313 Piezometer ................................. 272 Pilgerschrittverfahren................. 266 PIT-Turbine ....................... 330, 332 Plastic concrete cuttoff wall....... 213 Plotting Positions ......................... 69 Pluviometer.................................. 22 Poleni ........................................... 42 Poleni-Formel ............................ 135 Porenwasserdruck ...................... 211 Prallufer ....................................... 87 Probable Maximum Flood ......... 460 Probeschüttung .......................... 198 Proctordichte.............................. 198 Proctorversuch ........................... 198 Propellerturbine ......................... 327 Pumpbetrieb............................... 306 Pumpspeicherbecken . 126, 181, 209 Pumpspeicherkraftwerk .... 210, 309, 318 Pumpspeicherwerk..................... 306 Pumpturbine............................... 320 Punktniederschlag........................ 25

Radarmessung.............................. 28 Radarreflektivität ......................... 28 Rammpegel ................................ 272 Rastermethode ............................. 27 Raubaum .................................... 110 Räumliches Tosbecken .............. 293 Rechen ....................................... 275 Reflektionszeit ........................... 321 Regelabfluss................................. 19 Regelquerschnitt (Dammkrone). 201 Regelquerschnitt (Zonendamm). 196 Regelverschluss ................. 277, 279 Regionalitätsprinzip ..................... 11 Regulierungsniedrigwasserstand 363 Reserveraum .............................. 181 Reservoir Induced Seismicity .... 185 Ressourcenminimierungsprinzip.. 11 Restwasserabfluss .............. 313, 345 Restwasserabgabe ...................... 352 Restwasserkraftwerk .................. 352 Retention...................................... 46 Retentionsraum .......................... 588 Retentionswirkung ..................... 181 Reversibilitätsprinzip ................... 11 Revision ..................................... 141 Revisionsverschluss ........... 144, 277 Reynoldssches Modellgesetz ..... 523 Rheinfelden (Fischpass)............. 350 Ringformel ................................. 247 Rohrbruchsicherung................... 275 Rohrturbine ................................ 330 Roller Compacted Concrete184, 237 Rollschütz .................................. 170 Roßhaupten ................................ 148 Rückgestauter Wechselsprung ... 164 Rückstaueinfluss ........................ 135 Rüttelbohle................................. 263

Q Qualmpolder .............................. 435 Quebra Queixo (CFR-Damm).... 212 Quellenreduktionsprinzip............. 11

S Sanierung ........................... 172, 486 Saugrohr..................................... 314 Saugschlauch ............................. 314 Schachtgehäuse .......................... 332

Sachverzeichnis Schachtschleusen ....................... 371 Schätzverfahren ........................... 71 Scheitelabfluss ....................... 18, 44 Scheitelbelüftung ....................... 138 Scheitelhaltung........................... 372 Scherfestigkeit ........................... 214 Schieberkammer ........................ 279 Schiffshebewerk......................... 374 Schlauchwehr............................. 158 Schleifblech ............................... 148 Schleppkraft................................. 87 Schleppschifffahrt...................... 359 Schleppspannung ....................... 105 Schleuse ............................. 127, 370 Schleusenkammer ...................... 371 Schleusung (Vorgang) ............... 372 Schlitzwand........................ 214, 267 Schlitzwandgreifer ..................... 265 Schmaldichtwand....................... 262 Schmalwand....................... 262, 267 Schneefall .................................... 23 Schrägaufzugshebewerke........... 377 Schubspannung .......................... 221 Schubverband .................... 359, 367 Schussrinne ........................ 283, 285 Schüttmaterial ............................ 198 Schwallwelle.............................. 140 Schwebstoff ............................... 589 Schwimmerpegel ......................... 28 Schwimmlot............................... 268 Schwindegg / Goldach ............... 440 Schwingungen infolge Unterdruck ............................................... 155 SCS-Verfahren............................. 49 Sedimentation ............................ 589 Sedimentationsbecken ....... 126, 181 Seefläche...................................... 42 Segmentverschluss..................... 151 Segmentwehr ............................. 147 Seilnetzsperre............................. 425 Seitenerosion...................... 109, 122 Sektorkammer............................ 157 Sektorwehr................................. 157 Sekundärströmung ....................... 89 Selbstbelüftung (Kavitation)...... 493 Selbstverdichtung....................... 183

599

Senkrechthebewerk .................... 375 Senktor....................................... 371 Senkwalzen ................................ 111 Setzung .............................. 219, 220 Shibuya (CFR-Damm) ............... 213 Shimenzi (RCC-Damm).... 229, 240, 243 Sickerwassermessung ................ 270 Sieblinie ....................................... 97 Simulation von Tagesabflüssen ... 78 Simulationsmodell ....................... 75 Slurry trench .............................. 464 Sohlenauflandung ...................... 393 Sohlenerosion............................. 393 Sohlerosion ................................ 120 Sohlpanzerung ............................. 97 Sohlpflasterung .......................... 120 Sohlrampe .................................. 118 Sohlreibungswinkel.................... 221 Sohlschubspannung.............. 98, 100 Sohlschwelle .............................. 118 Sohlstabilisierung............... 127, 133 Sonneneinstrahlung.................... 348 Sparschleuse............................... 372 Speicherbetrieb ...................... 44, 75 Speichergleichung........................ 42 Speicherinhaltslinie...................... 42 Speicherkapazität ......................... 19 Speicherkraftwerk ...................... 307 Spiegellinie .................................. 89 Spiralströmung....................... 87, 89 Spitzenbedarf ............................. 306 Sporn (Steinsporn) ..................... 116 Spundwand................................. 438 Stammdaten (Pegel) ..................... 37 Statische Überschwemmung ...... 392 Staubalkenwehr.......................... 161 Staudamm .......................... 185, 193 Stauhaltungsdamm..................... 125 Stauinhalt ................................... 181 Staumauer .......................... 185, 228 Stauraumspülung ....................... 120 Staustufe ............................ 126, 181 Stauwurzel ................. 176, 179, 222 Stauziel ...................................... 181 Steinpflaster ............................... 113

600

Sachverzeichnis

Steinpflaster (Uferschutz) .......... 166 Steinsatz............................. 113, 200 Steinschüttdamm........................ 192 Steinsporn .................................. 116 Steinwurf............................ 113, 200 Stemmtor.................................... 371 Stepped spillway ................ 238, 290 Stichhafen .................................. 379 Stillwasserkanal ......................... 379 Störkörper .......................... 164, 294 STRAFLO-Turbine.................... 334 Strahlablösungen........................ 135 Strahlaufreißer ........................... 155 Strahlteiler.................................. 164 Straubing (Donau)...................... 366 Streichwehr ................................ 142 Strickler, Albert ........................... 92 Stricklerbeiwert.................... 94, 107 Strickler-Formel........................... 92 Strombedarf (BRD).................... 300 Stromverbundnetz...................... 319 Stromveredelung........................ 320 Stundenwerte (Abfluss) ............... 23 S-Turbine ................................... 333 Stützkörper..........134, 193, 196, 205 Summenlinie ................................ 17 Sunkwelle .................................. 140 Süßwasser ...................................... 3 Sylvensteinspeicher ................... 179 Systemfunktion ...................... 56, 57

T Tacherting (Wehrsanierung) ...... 494 Tagesmodell................................. 76 Tagesschwankung (Strombedarf) ............................................... 307 Tageswerte (Abfluss)................... 77 Talform ...................................... 231 Talsperre .................................... 125 Talsperrenklassen....................... 183 Talsperrenkraftwerke ................. 309 Tangentialturbine ....................... 337 TAT-Turbine.............................. 327 Temperaturmessung................... 241 Terminwert .................................. 14

Terzaghi, Karl von ............. 202, 204 Teton (Versgen des Dammes).... 191 Theorie der linearen Systeme....... 57 Thiessen-Polygone....................... 25 Thika (Staudamm) ..................... 260 Thika-Damm (Kenia)................. 470 Thoma-Zahl ............................... 343 Three Gorges (Wasserkraftanlage) ............................................... 301 Three-Gorges (Schiffsschleuse). 375 Tiefauslass ................................. 161 Tiefenerosion ..................... 109, 117 Tonbetonwand ........................... 206 Torricelli ...................................... 42 Tosbecken ...135, 162, 165, 283, 287 Tosbeckenbemessung ................ 163 Tosbeckeneintiefung .................. 163 Tosbeckenlänge ......................... 164 Tosbeckenplatte ......................... 162 Totalisator .................................... 22 Totraum...................................... 181 Tracer........................................... 29 Traglastverfahren ....................... 219 Tragsicherheit ............................ 181 Transpiration.................................. 2 Transportvermögen ...................... 82 Treiber, B. .................................... 78 Treibholz.............................. 35, 143 Treibholzrechen ......................... 427 Trenndeich ................................. 421 Trennpfeiler ....................... 130, 169 Treppenschussrinne.................... 290 Triebwasserstollen ..................... 320 Trockental .................................... 14 Tubular axial turbine.................. 327 Turbine....................................... 323 Überdruckturbine ................... 324 Turbinen Aktionsturbine ....................... 323 Becherturbine......................... 337 CAT-Turbine ................. 332, 335 Francisturbine ........................ 324 Gasturbine.............................. 307 Gleichdruckturbine ................ 323 Gleichdruckturbinen .............. 337 Kaplanturbine................. 314, 327

Sachverzeichnis Kavitation .............................. 341 Peltonturbine.......................... 338 PIT-Turbine ........................... 332 Propellerturbine ..................... 324 Pumpturbinen......................... 306 Reaktionsturbine .................... 323 Rohrturbine .................... 315, 330 STRAFLO-Turbine................ 334 S-Turbine ............................... 333 Tangentialturbine ................... 337 Überdruckturbine ................... 323 Turbinenschaufel (Anzahl) ........ 329

U Überdruckturbine ....................... 323 Überfallbeiwert .......................... 135 Überfallbreite ............................. 150 Überfallhöhe .............................. 136 Überfallstrahl ............................. 287 Übergangsschicht............... 196, 202 Übergangszone .......................... 196 Überhöhung (Dammschüttung) . 220 Überlagerungsboden .................. 214 Überlaufkrone ............................ 136 Überlaufprofil ............................ 134 Übermurung............................... 393 Übersarung................................. 393 Überschreitungsdauerlinie .. 16, 105, 305 Überschreitungswahrscheinlichkeit ................................................. 69 Überschwemmungsgebiete ........ 403 Überströmbares Kraftwerk......... 311 Überwachung............................. 267 Uferanschluss (Wasserkraftwerk) ............................................... 313 Ufererosion ................................ 393 Uferschutz.................................. 109 Ufersicherung .................... 110, 112 UH-Konzept................................. 56 Umleitungsgewässer .................. 172 Umleitungskraftwerk ................. 313 Umleitungsstollen ...................... 189 Umschlaghafen .......................... 379 Umsiedlung................................ 406

601

Umweltverträglichkeitsprüfung . 176 Unterbecken ............................... 318 Unterdrempel ............................. 371 Untergrundabdichtung ...... 208, 214, 227, 254, 272 Unterhaupt ................................. 371 Unterlauf ...................................... 83 Unterschicht ................................. 97 Unterschütz ................................ 146 Upstage-grouting ....................... 259 Ust-Kamenogorst (Schleuse) ..... 370

V Vb-Wetterlage............................ 589 Verkehrsleistung (Schiff)........... 355 Verklausung ............................... 589 Verschlusshöhe .......................... 155 Versickerungsvermögen .............. 51 Verteilungsfunktion ..................... 71 Verursacherprinzip................... 9, 11 Verwitterungszone ..................... 184 Vianden (Pumpspeicherkraftwerk) ............................................... 210 Viertelkreis................................. 169 Vilshofen (Donau) ..................... 366 Vorabsenkung (Speicher)........... 590 Vorfluter .................................... 590 Vorhafen .................................... 371 Vorregen ...................................... 52 Vorsorgemaßnahmen ................. 411 Vorsorgeprinzip ............................. 9 Vorsperre ........... 176, 179, 222, 275 Voruntersuchungen .................... 184

W Wadi..................................... 14, 452 Wahrscheinlichkeitsfaktor ........... 73 Wahrscheinlichkeitsverteilung..... 67 Walzbeton .......................... 237, 238 Walzbetonmauer ........................ 240 Wanderverhalten (Aale)............. 351 WAP-Versuch............................ 256 Wärmeentwicklung .................... 237 Wärmeleitfähigkeit .................... 254

602

Sachverzeichnis

Wasserabpressversuch ............... 256 Wasseraufnahme........................ 258 Wasseraufnahmegrad................. 489 Wasserbausteine................. 133, 165 Wasserbausteinklasse................. 200 Wasserbilanz.............................. 586 Wasserdurchlässigkeit ............... 255 Wasserdurchlässigkeit von Fels . 255 Wasserdurchlässigkeit von Lockerböden .......................... 255 Wasserkraft ................................ 299 Wasserkraftwerk ........................ 127 Wasserkreislauf.............................. 1 Wasserschloss .................... 318, 320 Wasserschlossschwingung......... 322 Wasserstandsmessung.................. 14 Wasserstandspegel ....................... 28 Wasserturbinen .......................... 323 Water hammer ........................... 320 Waterways Experiment Station.. 136 Wechselsprung........................... 293 Wehrgang................................... 161 Wehrhöcker................................ 139 Wehrpfeiler ................................ 169 Wehrrücken........................ 134, 152 Wehrschwelle ............................ 157 Wehrwange ................................ 166 Weibull (empirische Verteilung) . 70 Weiches Ufer ............................. 122 Weidenbuschlage ....................... 111 Wellenkollektiv............................ 19 Wendeplatz (Schiff)................... 379 WES-Profil ................................ 136

Wetterradarnetz............................ 28 Wiener-Hopff-Gleichung ............. 58 Wildbach.................................... 590 Wildbachsperren ........................ 424 Wildbachverbauung ................... 429 Windeinfluss ................................ 23 Windpark ................................... 319 Winkelstützmauer ...................... 166 Wirkungsgrad............................. 319 Wyhlen (Wasserkraftwerk) ........ 334

Y Ybbs-Persenbeug (Wasserkraftwerk).................. 331

Z Zahnschwelle ............................. 164 Zeitfunktion ................................. 14 Zeitreihe ................................. 68, 77 Zonendamm ....... 193, 196, 198, 203 Zufallsanteil ................................. 77 Zugsegment........................ 150, 151 ZÜRS ......................................... 412 Zwangsspannung ....................... 251 Zweiphasenschlitzwand ............. 262 Zwischenabfluss....................... 2, 55 Zwischenpfeiler ......................... 130 Zylinderdruckfestigkeit.............. 227 Zylindermauer............................ 245

Bildnachweis

Bayerische Landeskraftwerke

6.34

Bayerisches Landesamt für Umwelt

2.15 3.21 8.4 8.5

Bundesanstalt für Wasserbau

3.12 3.22

Energiedienst Holding AG, Laufenburg, Schweiz

6.32 6.45

Erhard Armaturen

5.96

Haimerl Gerhard

Umschlagfoto rechts: Grundwasseranreicherung in einer Wadi-Senke im Sultanat von Oman

Hofer Bernhard Tiroler Wasserkraft AG, TIWAG

3.23 3.24

Kostasch Georg

5.70

Kraftwerke Oberhasli (KWO), Innertkirchen

10.24 10.25 10.26

Kraus Werner

3.5 3.20 3.25 3.27

Landesanstalt für Umwelt, Baden-Württemberg

3.19

Ossberger GmbH + Co

6.38

Pritsch Rudolf

Umschlagfoto unten: Hochwasser in Neustadt nach Deichbruch beim Hochwasser Mai 1999

Rhein-Main-Donau AG

6.12 Umschlagfoto links: Staustufe und Wasserkraftwerk Vohburg / Donau

Ruhrverband

4.24

Trepte Harald

4.17

Usina Hydrelétrica de Itaipu, Foz do Iguaçu

5.106

VATEC-Hydro Austria

6.33

604

Bildnachweis

Voith Siemens Hydro Power Generation

6.25 6.26 6.27 6.29 6.30 6.31 6.35 6.36 6.39

Wasserwirtschaftsamt Ansbach

5.2 5.4 5.22 5.35 5.78 5.79 5.82

Wasserwirtschaftsamt Ingolstadt

8.30 8.31

Wasserwirtschaftsamt Weilheim

8.24 8.25 8.26