14. Deutsches Talsperrensymposium 7th ICOLD European Club

Transcription

I
14. Deutsches Talsperrensymposium
7th ICOLD European Club Dam Symposium
Beiträge zur Tagung am 17. bis 19. September 2007 in Freising
Contributions to the Symposium on 17–19 September 2007 in Freising, Germany
DEUTSCHES TALSPERRENKOMITEE e.V.
Postfach 10 09 31
45009 Essen
Germany
Geschäftsstelle:
Kronprinzenstraße 37
45128 Essen
Germany
Tel.: +49 (0)201 178-2630
Fax.: +49 (0)201 178-2605
info@talsperrenkomitee.de
II
Technische Universität München
Lehrstuhl für Wasserbau und Wasserwirtschaft
80290 München, Arcisstraße 21
Germany
Tel.:
Fax:
E-Mail:
089 / 289 23161
089 / 289 23172
wabau@ bv.tum.de
Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft (Oskar von Miller - Institut)
82432 Obernach, Walchensee
Germany
Tel.:
Fax:
E-Mail:
08858 / 9203 0
08858 / 9203 33
obernach@ bv.tum.de
ISSN 1437-3513
ISBN 978-3-940476-05-0
Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für
Wasserbau und Wasserwirtschaft
Herausgegeben von Prof. Peter Rutschmann
Ordinarius für Wasserbau und Wasserwirtschaft, TU München
Druck und Einband: Meissner Druck GmbH, Oberaudorf
III
Greeting / Grußwort
ICOLD, the International Commission on Large Dams, has an ambition to be the world leading
professional organization on dams. To enhance ICOLD’s reputation in this respect regional
cooperation and activities are very important. We need platforms where special regional dam
issues can be discussed. For that reason, in the mid-nineties the ICOLD National Committee in
France contacted a group of European National Committees to initiate a European Club of
ICOLD. An agreement on such a Club was formally signed in Grindelwald in 1995.
Our European Club carries out a wide variety of activities to foster European dam professional
cooperation and development and to engage more students and young professionals. Working
Groups devoted to various topics related to dams have been established. The Club is also
encouraging regular European Symposia on Dams and Reservoirs. So far such symposia have
been held in France, Sweden, Spain, Norway and UK after the initiating meeting in Grindelwald
in Switzerland.
Now we are very happy to be invited to the 14th German Dam Symposium to be held in
Freising, Bavaria, Germany on September 17-19, 2007 in conjunction with the 7th ICOLD
European Club Dam Symposium. To maintain its position as the leading international dam
organization, ICOLD needs to attract more young professionals. For this reason I would be very
happy to see young members of the European dam community, in particular, at the Freising
Symposium.
I am looking forward to seeing you in Freising in September!
Urban Norstedt, Sweden
President of ICOLD European Club
IV
V
Inhaltsverzeichnis / Table of Contents
01
Azin Amini, Sameh Kantoush, Burkhard Rosier, Mathilde Geiges, Anton Schleiss
1
Large reservoirs and greenhouse gas emissions – A network thinking analysis
Staudämme und Treibhausgase – Ein netzwerkbasierter Lösungsansatz
02
M. Aufleger, J. Dornstädter, T. Strobl, M. Conrad, S. Perzlmaier, M. Goltz
8
10 Jahre verteilte faseroptische Temperaturmessungen im Wasserbau
10 Years of Distributed Fibre Optic Temperature Sensing in Hydraulic Engineering
03
Maria Bartsch, Åke Nilsson
15
Leakage in embankment dams - Functional analysis and strengthening
by adding a downstream berm
Sickerung in Staudämme - Funktionsanalys und Verstärkung mit Gesteinauffüllung
flussabwärts
04
Emília Bednárová, Marian Minárik
21
The role of measurements of flow velocities by evaluation the safety of dams
Bedeutung von Filtergeschwindigkeit Messungen bei der Bewertung von
Talsperresicherheit
05
Volker Bettzieche, Martin Feinendegen, Gisa Kleine Vennekate, Martin Ziegler
28
Vertiefte Überprüfung der Standsicherheit von Staudämmen am Beispiel der
Biggetalsperre
Deepened examination of the stability of old dams
considering the Bigge dam as an example
06
Gianni Biasiutti
35
Öffentliche Wahrnehmung eines wasserbaulichen Großprojekts in der Schweiz
A Major Hydropower Project and its Public Perception in Switzerland
07
Robert Boes, Bernhard Hofer, Sebastian Perzlmaier
Planung eines 120 m hohen Steinschüttdammes im Zuge des
Wasserkraftausbaus in Tirol
Design of a 120 m high rockfill dam in the frame of hydropower development in the
Tyrol
40
VI
08
Rodney Bridle
46
Engineering Sustainable Dams
Planung und Bau von zukunftsfähigen Talsperren
09
Alan Brown, John Gosden
51
Risk assessment of dams – Recent developments in the United Kingdom
Risk Assessment für Talsperren – Neuere Entwicklungen im United Kingdom
10
Wolfgang G. Brunner, Arthur Bi, William Chang and Dunfeng Zong
58
Construction of the first Cut-off Wall by a Low Headroom Trench Cutter inside
a Dam Tunnel in China
Herstellung der ersten Dichtwand mit einer Spezialschlitzwandfräse in einem
Dammtunnel in China
11
Claudio Carvajal, Laurent Peyras, Jean-Pierre Bécue, Caroline Varon,
Claude Bacconnet, Delphine Clergue, Daniel Boissier
64
Towards a probabilistic assessment of structural safety of gravity dams
Über eine Wahrscheinlichkeitsbewertung der strukturellen Sicherheit von
Schwergewichtsmauern
12
Jiri Cemus, Dana Halbe
70
Die Edertalsperre im Spannungsfeld der Nutzungsinteressen
Management of the Eder Reservoir regarding different interests
13
Carmen de Jong
75
River Resilience and Dams in Mountain Areas
Die Belastbarkeit von Gebirgsflüssen mit Talsperren
14
Mathias Deutsch, Karl-Heinz Pörtge
Zwischen Zustimmung und Ablehnung – Talsperrenbau in Mitteldeutschland
(ca. 1919 – ca. 1935)
Between Consent and Disapproval – The Construction of Dams in Central Germany
(ca. 1919 – ca. 1935)
81
VII
15
Benjamin J. Dewals, Pierre Archambeau, Sébastien Erpicum, Sylvain Detrembleur,
Michel Pirotton
86
Sensitivity analysis of the peak outflow induced by the breaching of
embankment dams
Sensitivitätsanalyse zum Breschendurchfluss bei dem Versagen eines Staudamms
16
Erich Eichenseer
93
Das Hochwasserrückhaltebecken in Furth im Wald – Ein wasserwirtschaftliches
Projekt mit Beitrag zur Infrastruktur
Flood Retention Basin „Furth im Wald“ – A Water Resource Project with an
Infractructural Impact
17
Friedrich Fahlbusch
98
Kleine vs. große Talsperren in der Entwicklung der Wasserressourcen
Large versus small Dams and Reservoirs in Water Resources Development
18
Friedhelm Garbe
106
Internationaler Vergleich zur Handhabung verbleibender Risiken von Talsperren
The dealing with residual risks of dams - an international comparative study
19
Silvia García-Wolfrum
113
Aufbesserung der Unweltverträglichkeit großer Talsperren.
Beispiele im Einzugsgebiet des Júcars (Spanien)
Improvement of the environment around big dams. Examples in the catchment area
of the Júcar river (Spain)
20
František Glac
119
Anomalous behavior investigation of the sealing core at the Slezska Harta dam
Untersuchung des Dichtungskern an der Slezska Harta Wasserwerk
21
Hansjörg Gober, Karl Nackler
Neue Überlegungen zur Speichergrößenoptimierung bei Pumpspeicherkraftwerken
New thoughts on optimization of the dam size of pumped storage power plants
124
VIII
22
M. Goltz, S. Perzlmaier, M. Aufleger, V. Schramm
130
Optimierte Glasfaserkabel zur Leckageortung und Filtergeschwindigkeitsmessung
Optimized Fibreoptic Cables for Leakage Detection and Flow Velocity Measurements
23
Cyril Guidoux, Yves-Henri Faure, Olivier Artières, Jean-Marie Hénault,
Jean-Jacques Fry, Sylvain Blairon, Jan Van Roosbroeck, Paul Royet
137
Measurement Results on Full Scale Field Experiment using Optical Fibre
Detection Methods
Mess-Ergebnisse beim Feldexperiment mit faseroptischen Untersuchungsmethoden
24
Ronald Haselsteiner
143
Die Durchströmung von Dämmen und Deichen
Seepage in dams and dikes
25
Michael Heiland, Lars Schaarschmidt, Thomas Roos
150
Talsperre Leibis/Lichte zwischen Blockbauweise und RCC – Tradition contra Moderne
Dam Leibis/Lichte between Block Construction and RCC – Tradition
contra Modernity
26
Bernd R. Hein
157
Planung und Bau der Wehr- und Wasserkraftanlage Naga Hammadi am
Nil in Ägypten
Planning and Construction of the New Naga Hammadi Barrage and Hydropower Plant
27
Paul Heinrichs
166
Dam Safety Management of Council Dams in New South Wales, Australia,
Including Two Case Studies.
Management der Talsperrensicherheit von “Council Dams” in New South Wales,
Australien und zwei Fallbeispiele
28
Wolfgang Holze, Thomas Wollenhaupt, Karl Dybek
Planung und Bau des Hochwasserrückhaltebeckens Lauenstein
The planning and construction of the Lauenstein flood-control basin
174
IX
29
Ian Hope
180
Development of Flood Plans for Large Raised Reservoirs in England and Wales
Die Entwicklung von Flutplänen für große Speicher in England und Wales
30
Hans-B. Horlacher, Holger Haufe, Eckehard Bielitz, Sebastian Fritze
191
Ökologische Durchgängigkeit von Hochwasserrückhaltebecken
Ecological transmissivity of flood retention reservoirs
31
Andy K. Hughes
197
The Reservoirs Act 1975 and the Protection of our Cultural Heritage
Das Talsperrengesetz von 1975 und der Schutz unseres kulturellen Erbes
32
Michael Humbsch, Uwe Müller
204
Instandsetzung der Talsperre Klingenberg - Stand der Projektrealisierung – Phase 1
Refurbishment of Klingenberg Dam Status of Project Realisation – Phase 1
33
Sam Johansson, Pontus Sjödahl
212
Experiences from Seepage Monitoring using Distributed Temperature Sensing
in Optical Fibres
Erfahrungen aus der Sickerwasserüberwachung durch den Einsatz des faseroptischen
Temperaturmessystems DTS
34
Bernhard Kalusa
218
Talsperre Rosshaupten – ein Energiespeicher unter veränderten Nutzungsinteressen
The Rosshaupten Dam – an Energy Storage Reservoir changed by the actual Interests
of Flood Protection, the Environment, Recreation and Tourism
35
Gundo Klebsattel, Claudia Burkhardt, Cornelius Torkuhl, André Fehr
227
Instandsetzung der Asphaltbetondichtung des Eggbergbeckens 2005
Rehabilitation of the Bituminous Lining System of the Eggberg-reservoir 2005
36
Helmut Knoblauch, Sven Hartmann, Giovanni De Cesare
Maßnahmen gegen die Verlandung von Stauräumen im Alpenraum
Measures avoiding sedimentation in Alpine reservoirs
234
X
37
Val Kofoed, Jerry Montgomery
239
Rapid Seepage Diagnosis through Controlled Source – Audio Frequency Domain
Magnetics
Schnelle Diagnose von Durchsickerungen mit dem Verfahren “Controlled Source –
Audio Frequency Domain Magnetics“
38
Carsten Könke, Frank Roesler
244
Standsicherheitsnachweise an vier algerischen Talsperren
Structural safety assessment of four Algerian Dams
39
Christian Kubens, Ernst Freyburg, Jochen Stark
250
Innovative Lösungen im Umgang mit der Alkali-Kieselsäure-Reaktion (AKR) an
Wasserbauwerken
Innovative solutions for hydraulic concrete structures damaged by
alkali-aggregate reaction (AAR)
40
Philippe Lazaro, Guy Toussin, Gilles Didier, Sébastien Erpicum
256
New spillway at the Esch-sur-Sûre Dam – Luxembourg
Die neue Hochwasserentlastung der Staumauer Esch-sur-Sûre – Luxemburg
41
Wolfgang Lazik
264
Hochwasser- und Klimaschutz in Bayern
Flood- and Climate-Protection in Bavaria
42
Vicko Letica, Vladislav Skoko, Biljana Trajkovic
269
Technical solutions of Bassara Dam due to unfavorable foundation conditions
Die technische Lösung für den Bassara-Staudamm aufgrund der ungünstigen
Gründungsbedingungen
43
Hubert Lohr
277
Wasserwirtschaftliche Betriebsoptimierung von Mehrzweckspeichern in der Praxis
Optimization of Operation Rules of multipurpose Reservoirs in real life studies
44
Jörg Lotz
Risikomanagementpläne für Stauanlagen
Disaster management plans for dams
283
XI
45
Georg Loy
289
Das neue Bemessungshochwasser (HQ100 neu) und die Konsequenzen bei der
Umsetzung der Hochwasserschutz¬maßnahmen am Inn für den Wasserkraftbetreiber.
The new design flood „HQ100“. Consequences for the Power Production Company
with Flood Protection Measures at the River Inn
46
Michal Lukáþ, Marian Minárik
295
The role of Slovak dams and reservoirs in the history and at present
Bedeutung von Talsperren und Staubecken in der Slowakei in Vergangenheit und in
Zukunft
47
Warakorn Mairaing, Chinoros Thongthamchart, Nattapol Chaisiwamongkol
302
Performance of Seepage Control System in the Largest RCC Dam in Thailand
Leistung des Sickerwasser-Überwachungssystems in der größten RCC Staumauer in
Thailand
48
J. H. Meldrum
309
A Piping Incident in a Hydraulic Fill Dam
Rückläufige Röhrenbildung (Piping) in einem Aufspüldamm
49
Uwe Müller, Ulf Winkler
316
Hochwasserschutz durch sächsische Talsperren vor und nach dem
Augusthochwasser 2002
Flood protection with dams - before and after the extreme flood 2002 in Saxony
50
Uwe Müller
322
Neubau von Hochwasserrückhaltebecken im Freistaat Sachsen
New flood control reservoirs in Saxony
51
M. Niemeyer, N.P. Huber, J. Köngeter, H. Polzcyk
328
Unsicherheitsanalyse zur Breschenbildung im Risk Assessment für Talsperren
Uncertainty analysis for breach formation in the risk assessment of dams
52
Helena Nynäs, Grethe Holm Midttømme
Dams as storytellers in Norway
Staudämme als Zeugen der Zeit in Norwegen
335
XII
53
Francisco Ortega S.
339
Construction of Yeywa Hydropower Project in Myanmar Focus on RCC Technology
Bauausführung der Yeywa Wasserkraftanlage in Myanmar mit dem Schwerpunkt
Walzbeton-Technik
54
Gregor Overhoff, Stefan Schultheiß
345
Geophysikalische Untersuchungen am Sylvensteinspeicher
Geophysical Investigations on the Sylvenstein Dam
55
Sebastian Perzlmaier, Markus Aufleger
354
Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung in Staudämmen
Distributed Flow Velocity Measurement in Embankment Dams
56
Reinhard Pohl, Antje Bornschein
360
Restrisiken an Talsperren und deren Folgenabschätzung
Residual Risks at Dams and Estimation of Consequences
57
Archibald Richter, Heinrich Arnold
366
Abdichtung von Talsperren und Dämmen in den GUS Staaten mittels Injektionen
Sealing of hydropower plants and dams by injection in Russia and the countries of the
CIS
58
Jaromir Riha, Jan Jandora
373
The failure of the inundation levee of Cep sand pit
Das Versagen des Schutzdeiches der Sandgrube Cep
59
Jaromir Riha
379
Dam safety legislation in the Czech Republic
Tschechische Legislative im Bereich Talsperrensicherheit
60
Jaromir Riha, Jiri Svancara
The internal erosion process at the Mostiste embankment dam
Die Innere Erosion beim Steinschüttdamm Mostiste
384
XIII
61
Yusup Rysbekov
391
Central Asia: Sarez Lake's Safety Problem
Mittelasien: Das Problem der Sicherheit des Sares-Sees
62
Patrick Schäfer, Edwin Ayros, Farhad Noorzai
395
Die Machbarkeitsstudie des Bewässerungs- und Wasserkraftprojekts
„Lower Kokcha“ in Afghanistan
The “Lower Kokcha Irrigation & Hydropower Project” Feasibility Study, Afghanistan
63
Lothar Scheuer, Helge Klopsch, Ekkehard Heinemannn
402
Abdichtung von Blockfugen der Herdmauer der Wiehltalsperre unter Vollstau
Sealing of joints at the cutoff wall of the Wiehl Dam at full reservoir level
64
Reinhard Schmid
409
The Asphalt Lining of a Large Water Reservoir near Benghazi
Die Asphaltdichtung eines großen Speicherbeckens bei Benghazi
65
Frank Schmidt, Florian Stützel
415
Instandsetzung der Talsperre Muldenberg mit 42 m langen DYWIDAG Dauerankern
aus 21 Litzen
Rehabilitation of the Muldenberg dam with 42 m long permanent DYWIDAG-anchors
with 21 strands
66
Roland Schmidt
420
Ergebnisse einer Machbarkeitsstudie für den Weiterbau der WKA Rogun in Tadschikistan
Results of a Feasibility Study for Construction Completion of Rogun HEP in Tajikistan
67
Josef Schneider, Dominik Mayr, Günther Heigerth, Roman Klasinc
427
Untersuchungen der Funktionsfähigkeit des Grundablasses für den Kárahnjúkar Damm
in Island mit einem hydraulischen Modell
Hydraulic model tests of the performance of the Kárahnjúkar bottom outlet in Iceland
68
Christoph Schöpfer, Gerhard Björnsen, Maren Dietze, Joachim Schimrosczyk
Nachhaltige Bewirtschaftung des Rappbodetalsperrensystems im Ostharz
Sustainable management of the Rappbode dam system in the Eastern Harz region
436
XIV
69
Andreas Schumann, Eva Lechthaler
443
Minderung des Hochwasserrisikos durch Talsperren – Probleme und Lösungsansätze
Flood risk reduction by reservoirs – problems and solutions
70
Jochen Schwarz, Helmut Deubner, Wolfgang Biewald, Christian Meyer-Mölleringhof
449
Erdbeben-Gefährdungszonenkarten für die Talsperrenbauten im Freistaat Thüringen
Seismic Zoning Maps for the design of dams (tales) in Thuringia
71
Alberto Scuero, Franz-Josef Gruber, Robert Strumberger,
Regina Saier-Grieshaber, Matthias Neininger
455
Renovating Linach dam
Instandsetzung der Linach-Talsperre
72
Pontus Sjödahl, Sam Johansson, Torleif Dahlin
462
Seepage assessment in embankment dams using the resistivity method
Beurteilung von Sickerwasser in Staudämmen mittels Anwendung der elektrischen
Widerstandsmessmethode
73
Karl-Heinz Straßer
467
Aktuelle Neubauprojekte der E.ON Wasserkraft - Verändertes Umfeld und
deren Auswirkungen
New projects of E.ON Hydropower Changed Environment and its consequences
74
Theodor Strobl, Roland Hoepffner, Tobias Hafner
473
Talsperren im Karstgebirge Jordaniens
Dams in the Karst Mountains of Jordan
75
Robert Strumberger, Regina Saier-Grieshaber
479
Nationales Baukulturdenkmal „Linachtalsperre“ in Vöhrenbach - Wiederherstellung aus
Sicht des Eigentümers
National Monument of Construction „Linach Dam“, Vöhrenbach - Reconstruction from
the point of view of the owner
76
Lucia Susani, Rachel Burden, Ian Hope
Cleaner water, healthier environment – Managing reservoir releases
Saubereres Wasser, gesündere Umwelt – Regelungen für Wasserabgaben aus Talsperren
486
XV
77
Justus Teicke
491
Talsperren auf dem Weg zum Weltkulturerbe: Das Kulturdenkmal
Oberharzer Wasserregal
Dams proceeding to world cultural heritage: The Oberharz Water Regal
78
Nguyen Quyet Thang, Dao The Hung, U Win Kyaw, Marco Conrad, Karl M. Steiger,
Malcolm R.H. Dunstan
497
Advantages of Roller Compacted Concrete (RCC) Gravity Dams – Two Examples in
Southeast Asia
Vorteile von RCC Gewichtsstaumauern – Zwei Beispiele aus Südostasien
79
Jens Thorwarth, Imran Sevis, Michael Humbsch, Ivo Heiland, Jürgen Köngeter
503
Instandsetzung der Talsperre Klingenberg - Optimierung und Kosteneinsparungen
durch Modellversuche
Refurbishment of Klingenberg Dam - Optimization and Cost Saving
by Physical Model Tests
80
Jens Thorwarth, Jürgen Köngeter
510
Self-induced Unsteady Flow on Pooled Stepped Chutes
Selbstinduzierte Abflussinstationaritäten bei Treppengerinnen mit eingetieften Stufen
81
Martin Wieland, Martin Aemmer, Roland Ruoss
517
Die 249 m hohe Deriner Bogenmauer in der Türkei
The 249 m high Deriner Arch Dam in Turkey
82
Erich Winner
523
Steuerung des Sylvensteinspeichers während des Augusthochwassers 2005
Management of the Sylvenstein reservoir during flood in August 2005
83
Gerald Zenz, Dimitar Toshev, AntonTzenkov
Bau der Bogenstaumauer Tsankov Kamak
Tsankov Kamak Arch Dam under construction
530
XVI
1
Large reservoirs and greenhouse gas emissions – A network
thinking analysis
Staudämme und Treibhausgase – Ein netzwerkbasierter Lösungsansatz
Azin Amini, Sameh Kantoush, Burkhard Rosier, Mathilde Geiges, Anton Schleiss
Abstract
In recent times large reservoirs in tropical regions have become a subject of controversial
discussion concerning sustainability and Green House Gas emissions (GHG). The complexity of
this problem is highlighted and assessed by applying a network thinking approach. The main
factors are identified and the influence of different measures is discussed.
Zusammenfassung
Wasserkraft gilt seit langem als eine emissionsarme Form der Energiegewinnung hinsichtlich
der Vermeidung von Treibhausgasen. Wegen des Abbaus organischer Biomasse, vornehmlich
in tropischen Gegenden, wird die Errichtung neuer Staudämme allerdings kontrovers diskutiert.
Der hohe Komplexitätsgrad dieser Problematik bedingt einen integrierten Lösungsansatz. In
diesem Zusammenhang stellt sich die Methode nach Gomez und Probst als geeignet heraus.
Es zeigt sich, dass neben der präventiven Beseitigung bestehender Biomasse die Einbeziehung
lokaler naturschutzorientierter Nicht-Regierungsorganisationen (NGOs) einen wesentlichen Einfluss auf die Reduzierung treibhausrelevanter Gase haben kann.
1
Introduction
Hydropower has been long time seen as a non-pollutant and sustainable alternative to the use
of fossil combustion to produce energy. Avoiding the emission of GHG is considered as a main
advantage concerning environmental impacts such as global warming.
Despite these conveniences large reservoirs especially in tropical areas have become a subject
of controversial discussion in recent times. Besides several positive impacts of reservoirs such
as energy production, irrigation flood protection and tourism among others, decaying biomass
from flooded land may also cause severe environmental damage. Thus, the problem is
characterized by a high degree of complexity requiring the application of integrated approaches
and the consideration of the interactions and inter-reactions between all elements influencing
the problem.
The study shows that on the one hand cutting trees appears to be a reasonable measure to
reduce GHG emissions from a planed reservoir, since there is a significant contribution of preexisting biomass to produce CH4 and CO2. However, this choice must be analyzed from the
economical point of view.
2
On the other hand the participation of ecological NGOs in the reservoir planning process might
result in a reduction of GHG emissions. This happens rather indirectly, since usually a resizing
of the project (reducing dam height and reservoir surface) is brought about.
2
Review on large reservoirs and GHG emissions
A huge and controversial debate concerning greenhouse gas emissions from large hydro
reservoirs in tropical areas has taken place and is still going on. The following paragraph
summarizes some opinions and points currently discussed.
In tropical reservoirs, the average amount of biomass (per hectare) can be five times greater
than the biomass in a northern climate. Nevertheless, GHG emission from decaying biomass
from flooded land is considered as a substantial problem of hydropower. The emissions mainly
depend on the size, shape and depth of the reservoir and the flooded ecosystem. This source of
emission still needs a more detailed discussion and research is urgently required in this area [1].
In 2002, Gagnon [2] stated that research on GHG emissions of hydro reservoirs has advanced
significantly, mainly due to more extensive measurement programs on a wider variety of ecosystems. Emissions recorded over reservoirs appear to be significantly higher in the first years
after impoundment compared with those in the following years. Numerous research programs
have confirmed the fact that significant GHG emissions at the surface of all water bodies, e.g.
reservoirs, natural lakes and rivers, take place. According to these studies, the main source of
organic carbon that is flushed in reservoirs results from surrounding ecosystems.
Opponents of hydropower have highlighted concerns about GHG emissions from hydro
reservoirs. The International Rivers Network (IRN) [3] pointed out that emissions from tropical
reservoirs are typically between five and 20 times higher per unit of area flooded than those
from reservoirs in boreal regions. Furthermore, the IRN stated that tropical reservoirs might
contribute many times more to global warming than coal plants generating the same amount of
power. This short review on large reservoirs and GHG emissions gives an impression of the
controversial debate, which is currently under discussion. Especially the uncertainty concerning
methane (CH4) emissions from tropical reservoirs is confirmed in the IPCC report [4].
3
Assessment of the complex problem of reservoirs and GHG
The underlying problem is characterized by a high degree of complexity including several factors possessing strong interaction and dynamics. The aim of this study is therefore to highlight
and analyze this situation and to propose possible solutions.
3.1
The complex system of a large reservoir in tropical regions
A complex problem has a high number of factors with strong interaction and high dynamic
relations between each other. Therefore such problem has to be evaluated, studied and solved
using a systematic approach. The network thinking approach of Gomez and Probst [5] is thus
applied for the complex problem of GHG emissions in large reservoirs.
In a first step the network is built in order to find an acceptable solution minimizing the green
house effect and satisfying most of the people involved in the project. To achieve these goals,
all players and their interests in the project have to be identified. This complex problem of GHG
3
emissions in large reservoir can be treated and studied by a global and integrated approach. By
the help of network thinking a five-step methodology is applied.
1. Discovering problem: involved factors, players with their interest in the project.
2. Understanding the problem situation.
3. Considering possible measures in order to influence and control the elements of the problem
and identification of controllable elements.
4. Analysis of possible solutions for problems.
5. Realisations and implementation of solutions for the problem.
The list is not exhaustive but the following players are found to be interested in a dam
construction project:
– Local population and communities: Expectation of jobs, more fishing, less risk of flood, safety
of land, water quality, irrigation, immigration, and exodus
– Agricultural organisations: Safety of land, infrastructures and roads in order to sell products
– Ecological part of the government: Preservation of flora and fauna, interest in sustainable
development
– Energy department of the government: Best energy production, with less investment, and less
importation of fuel
– Promoters of the project: More benefits, best reputation to get the money to invest
– Ecological NGO: No exodus of people, less impact on fauna and flora
– Economical NGO: Promotion of hydropower and dams
– Employees and industries: Furnishing equipment and more jobs
– Financial institute: Expectation of having worthy project to invest, good reputation
(economically and environmentally) and achievement of more benefits
These parameters are classified in four groups that are environmental, technical, social, and
economical (Table 1). Some of these parameters can be found in more than one group.
Table 1: Related parameters
Technical:
Social:
Surface of the reservoir
Water quality
Volume of the reservoir
Exodus
Water depth
Leisure
Height of the dam
Taxes (represent people)
Depth variation
Satisfaction of the project
Dam operation
Infrastructure
Life duration of the dam
Jobs
( = volume of the reservoir / Immigration
inflow
Water disease
Other water sources
Flood risk
Economical:
Tourism
Investment
Equipment
Interest of economical NGOs
Interest of investor of the project
Benefit
Hydroelectric energy production
Peak energy
Environmental:
Fishing
Protection of fauna & flora
Agricultural land use
Interest of ecological NGOs
Inflow to reservoir (hydrology)
Use of fossil energy
Use of “clean“ energy
Density and type of submerged vegetation
Submerged organic soil
Submerged bushes & grass
Submerged trees
Temperature of water
Impact on landscape
Nutrification
4
3.2
Parameters involved and their interaction
From each point of view, a lot of elements can influence the network system. Deep discussions
have to be conducted in order to understand the preoccupation and interest of everyone. All
parameters that are considered to affect GHG emissions in large reservoirs and the relation
between them are shown in Figure 1.a (white boxes with black text). Parameters having effect
on other parameters are represented by dashed lines, while those affected by other parameters
are shown by solid lines.
3.3
Key factors influencing the complex system
In order to really understand and to build an overview of the problem, a useful representation of
the results is the analysis of intensity of relationships in the network that shows the key factors
influencing the complex system. Every parameter is described by its passive and active sum.
This sum is calculated by evaluating the passive or active influence of each parameter on the
others by designated values from one to three. Within this matrix, arbitrary limits can be fixed
and so four regions can be created (Figure 1.b).
Active elements region: The effect of these elements is really significant. They play an important
guiding role and have an outstanding influence on the others elements. In the present case,
such elements are mostly located in the technical sub-domain and are related to the
specifications of the reservoir, like “height of the dam, “surface of the reservoir” or “depth of
water in the reservoir”.
Passive elements region: These elements have a rather small influence and are little influenced
by other elements. They can usually be neglected. In the underlying study, such elements are
mostly elements coming from peripheral objects like “Use of green energy” or “Immigration”.
Reactive elements region: These kinds of elements that are coming mostly from the sub-domain
“Nature” are strongly influenced by other elements, e.g. “Quality of Water” or “Nutrification”.
These elements should be used as indicators.
Critical elements region: They have strong influence and are strongly influenced. Used as
levers, the manipulation of such elements must be carefully done. Otherwise a chain reaction
could be provoked. In the test case, “Ecological NGO part” and “Hydroelectric energy production” are critical elements.
3.4
Effect of measures to reduce GHG emissions
In order to influence the critical factors for gas emissions, new terms are implemented in the
network. Apparently these factors have an effect on the relation between different elements.
Therefore a new network has to be developed. The network was revised once by considering
the possibility of cutting trees before their submergence in the reservoir. Furthermore, the
involvement of NGO in the early state of the project definition is discussed, on technical
characteristics of the project e.g. height of dam. The fact of cutting trees and NGO participation
is added in Figure 1.a (gray boxes with white text).
5
Figure 1: (a) Interaction and inter-reaction between parameters influencing the problematic of
green house gas emission of large reservoirs; Influence of cutting trees and
participation of NGO on the network is shown with gray boxes with white text; (b) Key
factors influencing the complex system when a new dam is planned
6
In this figure it can be seen that cutting trees will decrease the amount of submerged trees that
are responsible for the raise of oxygen demand, the eutrophication process and production
GHG emissions. The influence of this factor on the situation of key factors is depicted in Figure
2.a.
Figure 2: (a) Effect of cutting trees on key factors influencing GHG emission; (b) Effect of NGO
(ecological) participation in early project stages on key factors
7
In Figure 2.b the effect of NGO participation is shown. These organizations can provide
restricting conditions for dam construction projects that may lead to decreasing of dam height or
reservoir surface. Therefore less organic materials are submerged into the water and the
amount of GHG emissions will reduce.
4
Conclusions
This paper has looked at GHG emissions from reservoirs in the tropical area and their potential
impact. The network thinking approach of Gomez and Probst has been applied and some
possible solutions and their effect to reduce GHG emissions are pointed out. Cutting trees is a
reasonable measure to reduce the GHG emissions from a planed reservoir, because there is a
significant contribution of pre-existing biomass to produce CH4 and CO2. However, this choice
must be analyzed from the economic point of view. For example the timber can be later used for
building houses and bring benefits. The participation of ecological NGOs in the reservoir
planning will usually result in a resizing of the project and hence indirectly in reduction of GHG
emissions.
Literature
[1]
Gagnon L., Hydropower: a major tool to reduce greenhouse gas emissions, Hydropower &
Dams, Issue 4, 1997
[2]
Gagnon L., IRN statement on emissions from hydro reservoirs: a case of misleading
science, Hydropower & Dams, Issue 4, 2002
[3]
IRN, Flooding the land, warming the earth – greenhouse gas emissions from dams,
International Rivers Network, June 2002
[4]
IPCC, Intergovernmental Panel on Climate Change, Climate Change 2001: The Scientific
Basis, 2001
[5]
Gomez P. and Probst G., “ Die Praxis des ganzheitlichen Problemlösen”, Verlag Paul
Haupt, Bern, 1995
Authors’ Names and Affiliation
Azin Amini, M.Sc., Sameh Kantoush, M.Sc., Burkhard Rosier, M.Sc., Research associates
azin.amini@epfl.ch
sameh.kantoush@epfl.ch
burkhard.rosier@epfl.ch
anton.schleiss@epfl.ch
Anton Schleiss, Ph.D., Professor
Laboratory of Hydraulic Constructions (LCH)
Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL), Switzerland
Mathilde Geiges, M.Sc.
mathilde.geiges@igvelo.ch
8
10 Jahre verteilte faseroptische Temperaturmessungen im
Wasserbau
10 Years of Distributed Fibre Optic Temperature Sensing in Hydraulic
Engineering
M. Aufleger, J. Dornstädter, T. Strobl, M. Conrad, S. Perzlmaier, M. Goltz
Abstract
Temperature measurements are used for different purposes in geotechnic and hydraulic
engineering since more than 50 years. A joint research of the Laboratory of Hydraulic and
Water Resources Engineering of TU München and GTC Kappelmeyer led to the first application
of distributed fibre optic temperature sensing in the field of hydraulic engineering. Since then
distributed fibre optic temperature measurements for leakage detection and observation of
concrete temperatures have been successfully employed in numerous projects throughout the
world.
Zusammenfassung
Temperaturmessungen werden seit vielen Jahren in Geotechnik und Wasserbau mit
unterschiedlicher Zielsetzung ausgeführt. In Zusammenarbeit zwischen der Versuchsanstalt für
Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München und der GTC Kappelmeyer GmbH wurden
1996 erstmals verteilte faseroptische Temperaturmessungen (VFTM) im Wasserbau durchgeführt und in der Folge ein leistungsstarkes Messsystem zur Überwachung von Stauanlagen
entwickelt. Seitdem wird die VFTM zur Leckageortung und Bestimmung der Temperaturverteilung weltweit in zahlreichen Projekten erfolgreich eingesetzt.
1
Einleitung
Temperaturmessungen wurden an Bauwerken des konstruktiven Wasserbaus anfangs
ausschließlich an großen Bauteilen aus Beton durchgeführt. Sie dienten und dienen immer
noch zur Überwachung der Hydratationswärmeentwicklung und zur Beurteilung temperaturbedingter Bauwerksbewegungen. Bodentemperaturmessungen zur Eingrenzung von Leckagen
wurden erstmals Mitte der 1950er Jahre an Dämmen des Dortmund-Ems-Kanals [1] erprobt.
Ende der 1970er Jahre wurde nach Dammbrüchen das Temperatursondierungsverfahren [2]
entwickelt. Die Temperatur dient dabei als sensitiver Indikator für anomale Durchsickerung und
wird vergleichbar den aus der Hydrologie bekannten Tracerverfahren eingesetzt. So lassen sich
aus der Kenntnis der Temperaturverteilung in Staudämmen und deren Untergrund bevorzugte
Sickerwege erkennen.
Seit etwa 1985 besteht die Möglichkeit zur messtechnischen Bestimmung der Temperaturverteilung entlang von Glasfaserleitungen mit Hilfe von verteilten faseroptischen Temperaturmessungen (VFTM). Diese Technologie wurde stetig weiter entwickelt und bietet sowohl
hinsichtlich der Temperatur- als auch der Positionsgenauigkeit einen hoch entwickelten Leis-
9
tungsstandard. An der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München
in Obernach werden seit 1996 in Zusammenarbeit mit der GTC Kappelmeyer GmbH, Karlsruhe
umfangreiche experimentelle und theoretische Untersuchungen zur Eignung dieses Messsystems sowohl zur Leckageortung an Staudämmen als auch zur Bestimmung der Temperaturverteilung in Staumauern durchgeführt [3].
2
Forschung und Weiterentwicklung
Temperaturüberwachung von Staumauern
Im Rahmen verschiedener von der Industrie (STRABAG, Hochtief) und der DFG geförderter
Forschungsprojekte konnte die Eignung der VFTM zur Ermittlung der Temperaturverteilung in
Staumauern erfolgreich nachgewiesen und neue Anwendungsmöglichkeiten aufgezeigt werden.
Ergebnisse der Messungen an der Birecik Talsperre bestätigten die Eignung des Messsystems
auch unter extremen äußeren Bedingungen. Zudem konnte eine im Vergleich zu konventioneller Messtechnik erheblich höhere Informationsdichte erreicht werden. Die damit verbundene genauere Abbildung der Temperaturverteilung und Gradienten ermöglichte eine wesentlich bessere Beurteilung der Gefahr der thermischen Rissbildung. Beim Einbau der zur VFTM
notwendigen Glasfaserkabel in Walzbetonmauern in Jordanien und China zeichnete sich das
Messsystem durch hohe Robustheit im Vergleich zu herkömmlichen Temperaturgebern aus.
Die VFTM ermöglichte die messtechnische Aufzeichnung lokaler Nullspannungstemperaturen in
einer Walzbetonmauer und die Aufzeichnung des Einflusses der klimatischen und baubetrieblichen Randbedingungen auf die Temperaturverteilung [4].
Leckageortung mittels VFTM
Die Durchströmung eines Dammes hat Einfluss auf die Wärmetransportvorgänge im Schüttmaterial. Dies wird bei der Anwendung der VFTM im Wasserbau ausgenutzt. Die sowohl durch
die Industrie (Eon Wasserkraft, Leoni Fibre Optics GmbH) als auch durch die DFG und
Bayrische Forschungsstiftung geförderten Forschungsprojekte zur verteilten thermischen
Leckageortung konzentrieren sich auf zwei Methoden [3]:
Bei der Gradientenmethode werden durch Sickerwasser bedingte Temperaturanomalien
detektiert. Dies erlaubt Rückschlüsse auf den Ort und mit Einschränkung auch auf die Intensität
von Leckagen. Um diese Methode anwenden zu können, bedarf es ausreichender Temperaturgradienten zwischen dem gestauten Wasser und der Kabelumgebung.
Bei der Aufheizmethode werden die Glasfaserkabel durch Anlegen einer elektrischen Spannung
an die in das Kabel integrierten elektrische Leiter (i.a. Kupferlitzen) aufgeheizt. Der Temperaturanstieg im Kabel wird durch die Wärmetransportmechanismen um das Kabel bestimmt. Ohne
Umströmung des Kabels dominiert die Wärmeleitung, was bedingt durch die wassergehaltsabhängige Wärmeleitfähigkeit des Bodens, Rückschlüsse auf den Sättigungsgrad erlaubt. Bei
Umströmung des Kabels wirkt der effektivere konvektive Wärmeübergang, der von der
Filtergeschwindigkeit abhängt. Darauf basierend wurde die Aufheizmethode an der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München zur verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung weiterentwickelt [5].
10
3
Anwendungsbeispiele
Asphaltoberflächendichtungen
Bei der Sanierung der Haltung 1 des Mittleren Isarkanals in München wurden 1996
faseroptische Temperaturmesskabel erstmals zum Zwecke der Leckortung unter einer neuen
Asphaltbeton-Oberflächendichtung installiert. Hierbei kommt die Gradientenmethode zum
Einsatz. Der erste Einsatz in Kombination mit dem Aufheizverfahren erfolgte bei der Erneuerung
der kontrollierten Asphaltoberflächendichtung an der Ohra-Talsperre in Thüringen. Inzwischen
werden Asphaltbetonoberflächendichtungen in Deutschland (Talsperre Bautzen in Sachsen)
und dem Ausland (z.B. Al Khadra Reservoir in Libyen) durch diese Technik überwacht.
Betonoberflächendichtungen
Die erste Anwendung bei Betonoberflächendichtungen erfolgte zeitgleich mit den
Asphaltbetonoberflächendichtungen, da eine Teilstrecke der Haltung 1 des Mittleren Isarkanals
1996 mit einer Betondichtung ausgestattet wurde. Als weitere Anwendungen im Bereich dieser
Dichtungsvariante sind die Haltung ´Speicherseen´ und der Mühlkanal, beides Kraftwerkskanäle
an der Isar zu nennen. Abweichend zur Haltung 1, bei welcher die Gradientenmethode zum
Einsatz kommt, kam bei den letztgenannten Anwendungen eine Weiterentwicklung der
Aufheizmethode zum Einsatz (Bild 1), [5]. Hierbei wird das Messkabel mit einem Vliesgewebe
umgeben, um eine quantitative Bestimmung der Sickerwassermengen zu ermöglichen.
Bild 1:
Isarkanal Haltung ‚Speicherseen’ – Nuterstellung und Kabelverlegung
11
Geo – Membrane und geotextile Tondichtungsbahnen
Die erste Anwendung zur Überwachung von Geo-Membranen erfolgte am Strogenbauwerk der
Isarhaltung 4b. Es folgten Installationen am Alzkanal bei Trostberg, beim Winscar Dam in
England, an der Brändbach-Talsperre im Schwarzwald und an der Kadamparai Talsperre in
Südindien. Eine Besonderheit in diesem Anwendungssegment stellt die Bevertalsperre des
Wupperverbandes dar. Hier wurde eine innenliegende Stahlplattendichtung mit PE-HDDichtungsbahnen nach oben bis zur Dammkrone verlängert. Das Messkabel überwacht die
Verbindung zwischen Stahlwand und PE-Dichtung.
Im Verkehrswasserbau findet das Messsystem ebenfalls seit vielen Jahren Anwendung. So
werden geotextile Tondichtungsbahnen (GTD) in der Havel-Oder-Wasserstraße bei Eberswalde
und im Dortmund-Ems-Kanal (DEK) nördlich von Münster auf deren Dichtwirkung überprüft. Die
Installation der Glasfaserkabel erfolgte sowohl im Trockenen, als auch unter Wasser mit Hilfe
von Tauchern. Zu Vergleichszwecken werden am DEK auch konventionelle Tondichtungen mit
dieser Messtechnik auf ihre Dichtwirkung überprüft.
Luftseitiger Dammfuß
Die vorgenannten Beispiele zeigen Anwendungen, bei welchen jeweils grundlegende
Sanierungen von Dichtungen stattfanden bzw. es sich um Neubauten handelte. Sind keine
derartigen Arbeiten vorgesehen, so kann die Messtechnik dennoch zum Einsatz kommen.
Durch Anlegen eines Drainagegrabens bzw. eines Auflastfilters am luftseitigen Dammfuß und
Integration eines Glasfaserkabels kann das Ansteigen der Sickerlinie messtechnisch erkannt
werden. Diese Form kam bei einer Teilstrecke der Haltung 4b des Isarkanals, bei der „Alten
Fahrt G“ der Havel-Oder-Wasserstraße, beim Canal d´Oraison, einem Kraftwerksausleitungskanal im Tal der Durance in Frankreich, am Oberbecken des Pumpspeicherwerkes Hohenwarte
II in Thüringen und bei den Seitendämmen der Kraftwerke Gabersdorf und St. Dionysen an der
Mur in Österreich zum Einsatz.
Bauwerksfugen
Ein weiteres wichtiges Anwendungsgebiet stellt die Überwachung von Bauwerksfugen dar. So
werden neben den Schleusenkammerwänden und dem oberen Vorhafen beispielsweise alle
wichtigen Fugenbänder der Doppelsparschleuse Hohenwarthe beim Wasserstraßenkreuz
Magdeburg seit mehreren Jahren auf Leckagen überwacht. Die umlaufende Dichtungsfuge bei
Dämmen – auch Plinth genannt – ist besonders überwachungsbedürftig, da es bei Setzungen
des Schüttkörpers häufig zu Schäden an den Dichtungen zwischen Untergrundabdichtung und
Oberflächendichtung kommt. Die erste Anwendung der faseroptischen Leckageortung erfolgte
hier am Midlands Dam, einem Steinschüttdamm auf Mauritius. Dabei wird der Dichtungsanschluss zwischen der Asphaltbetonoberflächendichtung und der Schlitzwand überwacht (Bild
2). Betonoberflächendichtungen auf Steinschüttdämmen (CFRD) finden weltweit immer mehr
Verbreitung. Auch hier werden die Fugen überwacht – zum Beispiel der sich im Bau befindliche
Merowe Dam am Nil, Sudan (Bild 3) und der sich in der Ausschreibungsphase befindliche
Martil Damm in Marokko. Bei der Talsperre Leibis-Lichte können mögliche Leckagen an den
Feldfugen ebenfalls mittels Faseroptik geortet werden.
12
Bild 2:
Midlands Dam Mauritius – Verlauf des faseroptischen Leckortungskabels
Bild 3: Merowe Dam Sudan – Installation des faseroptischen Kabels
13
Kreuzungsbauwerke
Kreuzungsbauwerke stellen immer eine potenzielle Gefahr für setzungsbedingte Schäden an
Dichtungen im Wasserbau dar. Daher werden bereits einige Düker, wie z.B. am Innkanal und
an der Havel-Oder-Wasserstraße mittels faseroptischer Leckortung überwacht.
Staumauern
Zur Überwachung der Temperatur- und Zwangsspannungsentwicklung wurden VFTM bei
Projekten in der Türkei (Birecik), in Jordanien (Wadi Wala, Wadi Mujib), in China (Shimenzhi)
und in Brasilien (Fundao) durchgeführt. Neben den Temperaturmessungen zur Kontrolle der
Hydratationswärmeentwicklung im Rahmen der Qualitätssicherung wurden bei der Staumauer
Mujib erstmals thermische Kennwerte des Massenbetons (Wärmeleitfähigkeit, Wärmekapazität,
thermische Diffusivität) mittels VFTM nach der Aufheizmethode bestimmt. An der Staumauer
Fundao kam parallel zur Temperaturmessung erstmalig auch die sich noch in der Entwicklung
befindende verteilte faseroptische Dehnungsmessung zur Anwendung [6]. Dieses Messsystem
soll dazu dienen, die Größe und Position von Rissen im Massenbeton zu bestimmen.
4
Zusammenfassung und Ausblick
Faseroptische Temperaturmessungen haben sich bei der Leckortung im Wasserbau und bei
der Überwachung von Betontemperaturen bewährt. Durch die kontinuierliche Weiter- und
Neuentwicklung der Messtechniken konnte das Spektrum der wasserbaulichen Anwendungen
stetig erweitert werden. Weltweit werden Dämme mit diesen Techniken zuverlässig seit mehr
als 10 Jahren überwacht.
Die Entwicklung geht weiter. Zwischenzeitlich ist bereits die verteilte Messung von Sickergeschwindigkeiten möglich. Am Einsatz von verteilten Dehnungs- und Verformungsmessungen
im Wasserbau wird in Forschungsprojekten gearbeitet. Verteilte Messungen werden in Zukunft
ein fester Bestandteil der Überwachung großer Wasserbauwerke sein.
Literatur
[1]
Kappelmayer, O. (1955): Temperaturmessungen in oberflächennahen Bodenschichten
zum Nachweis tiefenbedingter Anomalien. Dissertation: 1-87, Ludwig-MaximilianUniversität, München.
[2]
Dornstädter, J. (1992): Nachweis von Sickerströmungen mittels Bodentemperaturmessungen. Vol. 143: p 421-425. Z. dt. geol. Ges., Hannover.
[3]
Aufleger, M.: Verteilte faseroptische Temperaturmessungen im Wasserbau. Berichte des
Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische
Universität München, Heft 89, 2000.
[4]
Conrad, M.: A contribution to the thermal stress behaviour of Roller-Compacted-Concrete
(RCC) gravity dams. Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und
Wasserwirtschaft, Technische Universität München, Heft 105, 2006.
14
[5]
Perzlmaier, S.: Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung in Staudämmen. Berichte des
[6]
Moser, D.; Aufleger, M.; Hoeppfner, R.; Neisch, V.; Soares, M.A.; Filho, J.M.:
Temperature and Strain Measurements in RCC Dams using Fibre Opric Instrumentation.
In 5th Int. Conf. on Dam Engineering, Lissabon, Portugal, 14.-16.02.2007, S. 367-374,
Eds.: Pina, C.; Portela, E.; Gomes, J.P., LINEC, 2007.
Anschrift der Verfasser
Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Markus Aufleger
Dipl.-Ing. Matthias Goltz
Arbeitsbereich Wasserbau
Leopold-Franzens-Universität Innsbruck
Technikerstraße 13
A-6020 Innsbruck
Österreich
markus.aufleger@uibk.ac.at
matthias.goltz@uibk.ac.at
Dipl.-Geophys. Jürgen Dornstädter
GTC Kappelmeyer GmbH
Heinrich-Wittmann-Str. 7a
D-76131 Karlsruhe
Dornstaedter@GTC-info.de
Prof. Dr.-Ing. Theodor Strobl (Emeritus)
Lehrstuhl für Wasserbau und Wasserwirtschaft
Technische Universität München
Arcisstr. 21
80333 München
t.strobl@bv.tum.de
Dr.-Ing. Marco Conrad
Colenco Power Engineering AG
Täfernstrasse 26
CH-5405 Baden
Schweiz
com@colenco.ch
Dr.-Ing. Sebastian Perzlmaier
TIWAG – Tiroler Wasserkraft AG
Bereich Engineering Services
Eduard-Wallnöfer-Platz 2
A-6020 Innsbruck
Österreich
sebastian.perzlmaier@tiwag.at
15
Leakage in embankment dams - Functional analysis and
strengthening by adding a downstream berm
Leckagen in Schüttdämmen - Funktionsanalyse und Bauwerksertüchtigung
durch Einsatz einer luftseitigen Berme
Maria Bartsch, Åke Nilsson
Abstract
The new Swedish dam safety guidelines require high consequence dams to withstand the
“maximum possible leakage” that can be expected during their lifetime. For existing dams there
is commonly a need to improve the resistance for seepage. One possibility for improvement of
existing dams is to construct a toe-berm of coarse material along the d/s toe of the dam.
Zusammenfassung
Die neuen Schwedischen Sicherheitsvorschriften für Talsperren fordern, dass Stauanlagen mit
großem Gefährdungspotenzial die “größte denkbare Durchsickerung“ ertragen sollen, die
während ihrer Lebenszeit vorkommen könnte. In Schweden werden zur Zeit mehrere Staudämme verstärkt, um diese Bemessungsdurchsickerung durch den Untergrund oder den
Dammkörper sicher abzufangen. Dieser Beitrag behandelt das gegenwärtige Verfahren der
Bemessungsdurchsickerung für vorhandene Staudämme und die notwendigen Vorkehrungen
für stabilisierende und erosionsverhindernde luftseitige Auffüllungen.
1
Introduction
Swedish experiences of leakage, internal erosion and sinkholes based on a survey which has
been conducted on large embankment dams, shows that most of the observed sinkholes and
leakage cases reported in the survey are assumed to have been caused by internal erosion
within the impervious core [1]. In order to compensate for deficiencies in existing dams with
moraine (glacial till) core and broadly graded d/s filters the Swedish dam safety guidelines
require that high consequence dams should withstand the “maximum possible leakage” that can
be expected during their lifetime.
The maximum possible leakage is considered to be unique for each dam, and methods to
assess this maximum leakage, as well as measures to increase the resistance for leakage, are
considered to be of utmost importance. This paper describes the procedure in the Swedish
guidelines for determining the design leakage for existing embankment dams with moraine
cores, and outlines the considerations for design of stabilising toe berms. During the last couple
of years a large number of dams in Sweden have been upgraded with a stabilising berm, zoned as
a reverse filter, along the d/s slope. The berms are considered as preventive measures improving
the ability of the dam to safely pass large leakage.
16
For dams, which have experienced deficiencies in the core, it also has to be considered to
improve the sealing element of the dam, and thus reduces the potential for occurrence of large
leakage (Figure 1), [2]. There are several potential means to improve the water tightness, for
example remediation by adding a slurry trench, sheet pile walls, jet grouting etc. In some cases
retrofitting of filters and drains have been used. Further discussion on such measures directed
towards improvement of the sealing element and filters have been outside the scope of this
paper.
2
Function analysis
The susceptibility for internal erosion caused by the filter gradation in Swedish dams has been
evaluated and a correlation exists [3]. Initiating root causes of leakage and resulting failure
mechanisms caused by through flow are illustrated in Figure 1, together with possibilities to
intervene in the different phases of a leakage scenario. Governing factors for initiation,
continuation and progression of a leakage scenario, and methods for estimating the potential for
failure of embankment dams by internal erosion and piping are described by Fell et al (2004)
[4].
Failure mechanisms
Loss of filter
function
(d/s the core)
Loss of core
function
Core cracks /
hydraulic
fracturing
Arching
Contact to
sructures
Loss of
downstream shell
function
Br each
formation
Suffusion
Continous
erosion
Unravelling
of the toe
Low effective
stress leading to
slope instability
Overtopping
at sinkhole
Internally
unstable core
material
Coarse filter
gradiation
High
leakage
Phreatic surface
increases
Collapse of
open pipe
at sinkhole
Root causes
Possibility to intervene:
xGrouting of the core
xSlurry trench walls
xReconstruction etc
Improvements
of the d/s filter
xReverse filters (berms) along the downstream toe
xImprovements of the drainage arrangements
Improved surveilance and instrumentation
Figure 1: Failure mechanisms caused by through-flow and possibilities to intervene in different
phases. Modified from [2].
The Swedish guidelines prescribe that high consequence dams should be designed to have
sufficient drainage capacity and erosion resistance to withstand potential failure modes related
to leakage, and possible associated internal erosion, as illustrated in Figure 2, [5]. The main
failure mode is leakage followed by slope unravelling or scouring at the d/s toe (pathway no. 1).
The risk for failure induced by leakage has usually been assessed assuming that the discharge
flow, toe-stone size and slope angles are the governing factors.
17
1
Leakage/
internal
erosion in
the dam
body
2
Drainage system
fails to drain leakage
flow and control
pore pressure
Phreatic
surface
increases
Dam toe fails to safely pass
high leakage flow leading to
unravelling of the toe
High shear stresses leading
to slope instability
High exit gradient at slope
surface leading to piping
3
Void develops in dam
body due to loss of fines
Sinkhole and crest collapse
leading to overtopping
D
a
m
b
r
e
a
c
h
Figure 2: Failure scenarios initiated by leakage/internal erosion in the dam body, [5].
Mass sliding is another potential failure mode, where the friction angle, the slope angle and the
pore pressure distribution are the governing factors. If the drainage system fails to drain the
leakage and control the pore pressure, the phreatic surface will increase in the d/s shell
(pathway no. 2). Leakage may spring from the d/s slope causing local stability problems (or
piping) close to the point of leakage. With time further slides may progress backwards and
cause overall instability and overtopping following settlement of the crest. One possible means
to prevent such stability problems in existing dams is to construct a stabilising toe-berm of
coarse material along the d/s toe of the dam. The gradation of the fill material of the toe-berm
should be coarse enough to permit safe passage of maximum possible leakage and prevent
scouring at the down stream toe.
A third possibility is that of wash-out of fines resulting in cavities in the dam body. The collapse
of such a cavity may lead to sinkholes causing the crest to collapse and overtopping (pathway
no. 3). This failure mode should be considered particularly for dams with a small free board
and/or a narrow crest. A possible measure to decrease the vulnerability to this failure scenario is
to extent a stabilising toe-berm to cover the d/s slope of the dam all the way up to the crest of
the dam. Thereby the crest will be wider and overtopping of the crest is prevented in the event
of a major sinkhole in the area of the core.
3
Design leakage
3.1
Earth-fill dams
For earth-fill dams the design leakage can be assessed in a very conservative manner by the
assumption that the shoulder material determines the leakage rate. Thus the fines in the core
material are assumed to have been lost by internal erosion and transported through possible
filters and through the materials in the shoulders. The calculation is done without regard of the
permeability of the core material. The permeability of the filter zone may also be disregarded, if
the filter is narrow or if it may be eroded into the shoulder material in the event of severe
leakage. In the most conservative case both the core and the filters are assumed to be
damaged by internal erosion to such a degree that the dam is assumed to be homogeneous
and with the same permeability as the material in the shoulders.
18
3.2
Rock fill dams
For rock fill dams the flow can be turbulent, and the design leakage must also be assessed from
case to case. For high dams a total design leakage of 5 m3/s, or a flow per meter of 0.5 m3/s, is
expected to give a considerable increase of the time available for self-healing if a large quantity
of leakage would occur due to internal erosion. However, for many Swedish rock fill dams a
smaller design leakage can be justified since the shoulders usually consist of fairly fine-grained
rock-fill originating from required excavations of tunnels and underground power stations. In
such cases, the above indicated very conservative assumption that the shoulder material
governs the flow could still be used. In many cases this results in practical sizes for the material
in a berm along the toe.
The Swedish guidelines have adopted Eq. (1) for the permeability for turbulent flow [6].
kt
where:
kt
1.7 d10 g n 3
E $ 1 n (1)
= turbulent permeability, cm2/s2
ȕq
= grain form coefficient, (3,6 for crushed rock)
d10
= grain size for the 10 % passing material, (1.7 · d10 = dominant grain size)
n
= porosity (assessed to 0.3)
g
= gravity acceleration (assumed to 9.81 m/s2)
The turbulent permeability is used to calculate the velocity (v) by Eq. (2). The velocity, and thus
the design leakage (q), through the assumed homogeneous dam is assessed from the gradient
(i) from a flow net, which is assumed to be similar to that for laminar flow conditions. Amean is the
mean through flow area for the leakage, where the mean height can commonly be assumed to
be 2/3 H, where H is the height of the dam.
v2
kt i
q = v · Amean
(2)
When the flow velocity has been calculated Reynolds number should be determined in order to
verify the flow conditions. When Reynolds number is greater than 600 the flow condition can be
assumed to be fully turbulent. When Reynolds number is smaller than 1 or 2 the flow is
assumed to be fully laminar. It is always conservative to assume turbulent flow. For values of
Reynolds number that is in the lower range say below 100 an interpolation can be justified.
4
Design of the downstream stabilising berm
Toe berms will improve the drainage capacity and stability of an existing dam, and thus to some
extent compensate for potential deficiencies in existing dams in the core and filter that may
result from older design standards. However, it is important to stress that the potential for
initiation of a leakage scenario is not reduced (Figure 1). The berm along the dam toe is
designed according to the following principles:
– Stones with sufficient size to withstand design outflow are placed along the toe of the d/s
slope at the contact to the foundation
19
– The d/s slope should have a sufficiently gentle slope, or be stabilised with coarse berm
material, so that sliding will not occur if design leakage results in high pore pressures in the
shoulder material.
The material gradation of the material in the berm is selected to have the required erosion
resistance. The relationship between a stable stone size D in a granular fill material is
recommended to follow the relationship according to Eq. (3), [6]. The relationship includes a
load factor of minimum 1.5. This gives a margin to failure or collapse in the rock-fill (damages
are accepted but no failures) and a margin to the uncertainty in the estimation of the unit flow.
D50 dim = 0.60 S 0
0.43
q 0.78
(3)
where
D50 dim = rock size in metres (load factor 1.5)
S0
= down stream slope of rock fill (1V:S0H)
q
= unit discharge in m3/s, m
The size according to Eq. (3) is conservative when used also for higher elevations of the berm.
For a d/s slope inclination 1V:1.5H and horizontal foundation it is as an example required to use
a D50 of 300 mm for a design flow of 0.5 m3/s,m.
5
Example
A recent example of the design of a toe berm is given in Figure 3.
2.7 m TRANSISSION LAYER
4.0 m ROCKFILL
EXISTING DAM
Figure 3: Example where the toe-berm has been extended up to the crest
Literature
[1]
Bartsch, M. (1995): Safety Analysis of Swedish Dams – Dam Performance and incident
Data Analysis, Licentiate Thesis, Division of Hydraulic Engineering, Royal Institute of
Technology.
[2]
Nilsson, Å.; Rönnqvist, H. (2004): Measures to strengthening embankment dams in order
to stop or control a possible through-flow process. International Seminar, Stability and
Breaching of Embankment Dams, Oslo, Norway.
[3]
Nilsson, Å.; Norstedt, U. (2004): Reverse filters on the d/s slope to compensate for coarse
graded filters in Swedish dams. Canadian Dam Association 2004 Conference. The
Canadian Dam Association, Ottawa, 2004.
20
[4]
Fell, R. et al. (2004): Methods for estimating the probability of failure of embankment
dams by internal erosion and piping – piping through the embankment. UNICIV report No.
R-428.
[5]
Bartsch, M.; Nilsson, Å. (2004): Leakage Through Embankment Dams. Failure Modes and
Design of Toe-Berms, ICOLD Seoul, Korea.
[6]
EBL (2006): Stability and breaching of embankment dams. Report on Sub-project 2.
Stability of downstream shell and dam toe during large through-flow. Publication nr: 1862005 EBL Kompetense AS. Revised January 2006.
Maria Bartsch, Dr. Eng. (CE)
Vattenfall Power Consultant AB
Principal Engineer
P.O. Box 527
SE-162 16 Stockholm
Sweden
maria.bartsch@vattenfall.com
Åke Nilsson, M. Sc. (CE)
Vattenfall Power Consultant AB
Manager Dam Safety Department,
P.O. Box 527
SE-162 16 Stockholm
Sweden
ake.nilsson@vattenfall.com
21
The role of measurements of flow velocities by evaluation the
safety of dams
Bedeutung von Filtergeschwindigkeits-Messungen bei der Bewertung der
Talsperrensicherheit
Emília Bednárová, Marian Minárik
Abstract
Knowledge of filtration flow mode on dams is a very complex process, because it is affected by
many factors - water level in the reservoir, groundwater, precipitation, time factor et al.
Registering of their changes and effect on filtration flow mode is impossible without sophisticated monitoring. Besides measurements of basic parameters measurements of filtration velocities in boreholes can be used. This paper deals with the experiences obtained from these
measurements.
Zusammenfassung
Die Durchsickerung eines Staudamms ist ein komplizierter Prozess, welcher von vielen
Faktoren abhängt. Es sind vor allem Stauspiegel, Grundwasser, Niederschlag, Zeitfaktor u. a.
Ohne perfekte Überwachung ist es nicht möglich, die Veränderungen von erwähnten Faktoren
und ihren Einfluss auf die Durchsickerung festzustellen. Hier können wir außer der Messung
von den Grundparametern (Spiegel, Auftrieb, Sickerung) auch Messungen von Filtergeschwindigkeiten in Bohrungen benutzen. Der vorliegende Artikel beschäftigt sich mit Erfahrungen bei diesen Messungen.
1
Brief characteristics of geophysical method for measurement of
flow velocities
The principle of one borehole geophysical methods of measurement of flow velocities is based
on observation of process of dilution or vertical movement of indicated solution in the borehole.
Generally the indicator is sodium chloride (NaCl). Two methods are applied in practice – dilution
method and method of observation of vertical flow in the borehole.
Dilution method is used in boreholes with low water column. Its principle is in observation of
dilution process of indicated water in the borehole. Filtration velocity of underground water in the
borehole surroundings is estimated from the dilution rate.
Observation of vertical movement of indicated water is applied in boreholes with high water
column. Here the interconnection between different pressure horizons along depth of borehole
is expected, as a consequence vertical movement of water originate. From the measurement of
vertical movement of indicated water and its changes along the depth of borehole vertical flow is
assigned. Their declines eventually increase along the depth of borehole confirm inflow
22
eventually outflow from the borehole. These changes and mainly their intensity are decisive for
estimating of flow velocities in the borehole vicinity.
Application of geophysical methods of measurements of filtration velocities on Slovak dams has
almost 50-years tradition. These methods were effectively applied on numerous significant
hydraulic structures, in the phase before their construction, during their construction and also in
phase of their operation. Exceptional importance has measurements of filtration velocities of
groundwater in the place of hydraulic structure prior to its construction, because they allow
correctly review effect of its real operation on surroundings. Such measurements were realized
on dams Liptovská Mara, VeĐká Domaša, Turþek etc. It is possible to point out significance of
geophysical measurements during construction of hydraulic structure Gabþíkovo. Using them
the quality of cut-off walls, which depth exceed 60 m was controlled. Geophysical methods were
successfully applied also by detection of local preferred seepage paths in the dam’s body and
subsoil. We illustrate some experiences on dams VeĐká Domaša and Rozgrund.
2
VeĐká Domaša dam
Hydraulic structure VeĐká Domaša was put in the operation in 1967. Reservoir with volume 185
mil m3 is created by earth-fill heterogeneous dam with inclined sealing (Figure 1). Subsoil is
formed by Carpathian flysch, in the slopes of valley tectonically disrupted, on the left side
strongly weathered. On this section of dam after impoundment of reservoir preferred seepage
paths occurred. Besides extreme rising of groundwater level in the left slope of dam,
measurements of filtration velocities noticed potential risk of filtration failure. For that reason the
grouting curtain was in this section retightened and deepened. Positive impact of treatment was
proved by Lugeon tests. In following operation the treatment take effect in decreasing intensity
of filtration flow and groundwater levels. Figure1b shows uplifts in the dam’s subsoil by various
load states, which shows good accordance with the water level in the reservoir, either the water
level development in the boreholes. Analyse of these basic parameters, water levels and uplifts,
account steady state, without negative processes.
Development of seepages in the right drain at this time indicate slightly increasing trend
(Fig.1c). This leads to hypotheses of existence of preferred seepage path on the right side of
dam. By low reliability of drainage system (left drain is not function) is this hypothesis
questionable. In such situation measurements of filtration velocities take important place.
Currently in some boreholes on the right and left side of dam rising tendency was documented
(Fig.1d). From the measurements results, that in the regions of side slopes of dam filtration
velocity is growing. This fact can be adjudged to long-term hydrodynamic load and low quality of
geological environment in the slopes of valley. If the increasing trend will continue and filtration
velocities will exceed critical values the treatment will be required.text
3
Vlþia Dolina dam
It is 25 m high concrete gravity dam, creating reservoir with volume of 172 000 m3. It was put in
the operation in 1954. Subsoil is formed by hornblende schist, which was tightened by grouting
curtain. For the reason that results of pressure tests were unfavorable, grouting curtain had to
be retightened – first time in 1972 – 73, than later in 1986 - 87.
23
Figure 1: Development of filtration flow parameters on dam VeĐká Domaša; a) situation and
cross section, b) uplifts, c) seepages, d) filtration velocities
24
After this treatment the results of measurements of water levels, uplifts and filtration velocities
recorded steady conditions. Reliability of grouting curtain validates also correlations between
uplifts and water level in reservoir. On upstream side are correlation coefficients around 0.9, on
downstream side of grouting curtain around 0.5. Steady state also confirms the development of
water level and so measured values of filtration velocities (Fig. 2). From distribution function is
evident, that intensity of filtration flow is extraordinary stable (Fig. 2b). Presently obtained
results achieve that maximal filtration velocities are deeply below the critical value in term of
filtration stability.
In given conditions the measurements of filtration velocities provide certainty, confirming the
safety of hydraulic structure operation. During the processing of filtration velocities distribution
functions plays significant role. These functions provide information about the probability of
occurrence of particular filtration velocity, about the value of median and allow from this value
consequently calculate seepage, where drainage system failed etc.
4
Rozgrund dam
Rozgrund dam, which is more than 250 years old, is a part of historically valued system of
reservoirs. The dam was constructed in 1744, in 1749 was first time increased and in the
second half of 18th century was for the second time increased [1]. With its parameters belongs
also nowadays to the jewels of dams construction. Its height is 30,2 m, with steep slopes upstream from 1:1.25 to 1:1.75 and downstream from 1:1.24 to 1:1.74.
In compliance with preserved historical plans for construction of earth dams in 18th century,
these were designed as heterogeneous dams with core sealing or as zoned dam.
Dam’s body is created by loam materials with fractions; the subsoil is composed of andesite.
From the view of observation of filtration regime is dam equipped with monitoring system
consisting of 14 boreholes (Fig. 3).
In results of water levels in boreholes placed on the dam crest (PS-1, PS-3 and PS-4) were in
the past detected uncommonly high amplitudes of its fluctuation (Fig.3c). Analysis of this
problem leads to hypothesis, that its source may be intensive precipitation, or also existence of
preferred seepage paths. Development of water levels signified, that increase of water levels in
boreholes was registered when the water level in reservoir exceeds height 702 m.
To eliminate occurrence of such phenomena, negatively affecting safety of hydraulic structure
demand of execution of treatment originated. To consider real reason of existing anomaly and
consequently effectively optimize design of treatment, were measurements of filtration velocities
in these boreholes performed, analyzing filtration flow regime by artificial increasing of water
levels to the high above level 702 m. From these measurements results, that in all measured
boreholes was in the depth from 3 to 4 m under terrain recorded outflow to the surrounding
area. In higher depths were not noticeable changes in filtration flow regime observed. In region
of outflow of water from the boreholes the filtration velocities reach values approx. 10-3 m.s-1.
Results of measurements in borehole P-4 is presented on Figure 3d.
From obtained results issued that more permeable region is in good accordance with level of
heightening of dam in 18th century. Moreover results of engineering geological investigation
confirmed in the depth around 3 - 4 m local occurrence of rock-loamy debris, with increased
25
amount of fractions. In given conditions were using measurements of vertical flow and filtration
velocities recognized preferred seepage paths in depth, which is in good accordance with level
700 m above sea level. This knowledge results to necessity of tightening of this historically
value dam to the depth approx. 4 - 5 m below its crest.
Figure 2: Development of filtration velocities in the subsoil of Vlþia dolina dam; a) time diagram,
b) distribution functions
5
Conclusions
The statistics of failures and accidents of dams points out that overflowing or seepages are their
most often reasons. Problematic of seepages is closely related with wide variability of properties
of materials contained by the body and subsoil of dam. That fact considerably complicates not
only designing, but also reviewing the safety of dams. Here the monitoring plays important role.
Because of fact, that within frequent risks of dam’s failure belong piping, control of filtration flow
and its development is by observation of dam’s safety very essential. Without correct
recognising of intensity of filtration flow is reviewing of hydraulic criteria problematic. Basic
26
parameters – water levels, uplifts, seepage or pore water pressures are for this reviewing not
sufficed.
Figure 3: Anomalies in filtration flow development on Rozgrund dam; a) situation, b) cross
section, c) water levels, d) vertical flow and filtration velocities
From above mentioned results, that exist several considerable reasons, why knowledge of
filtration velocity by operation of hydraulic structure is essential. Experiences gained from
application of measurements of filtration velocities in Slovakia indicate, that by these
measurements it is possible to gather information about:
– maximal intensity of filtration flow and trends of its development, what is essential by
reviewing of filtration stability,
– potential existence of local preferred seepage paths and its position,
– complex view on filtration flow in the sub regions of dam and its subsoil,
– possible calculation of seepage through dam’s body and subsoil where drainage is not
working,
27
– effect of extreme hydrodynamic stress on filtration flow mode and comparison with
presumption of project,
– potential hidden risks of filtration regime development (piping), which need not appear on
changes of water levels, uplifts or seepages,
– expected and in situ achieved values of intensity of filtration flow.
In addition values of filtration rates can be used by optimizing of remedial works. Their
understanding together with variability of geological conditions can be used as control system
by numerical modelling, by inverse models.
Literature
[1]
Lichner, J. et al.: Banská Štiavnica reservoirs. Harmony, 1997.
[2]
Bednárová, E.; Grambliþková, D.; Kleinová, A.: Geophysical measurements of flow
velocities as a part of TBD. In: Proceedings of conference on Safety of water structures.
Bratislava, p. 90-95, 2005
[3]
Bednárová, E.; Grambliþková, D.; Bakaljarová, M.: Application of geophysical methods by
explanation of filtration regime anomalies on dam Rozgrund. In: Proceedings of
conference on Field geotechnical methods. Ústí nad Labem, 88-94, 2002
[4]
Bednárová, E. et al.: Review of filtration regime parameters under dam Vlþia dolina.
SvF STU, Bratislava, 2001
Emília Bednárová, Ph.D.
Marian Minárik, Ph.D.
Department of geotechnics
Slovak university of technology
Associate professor
Radlinského 11
813 68 Bratislava
Slovakia
emilia.bednarova@stuba.sk
minarik@svf.stuba.sk
Acknowledgments and Disclaimer
This paper was supported by grant project No. 1/3315/06
28
Vertiefte Überprüfung der Standsicherheit von Staudämmen
am Beispiel der Biggetalsperre
Deepened examination of the stability of old dams considering the
Bigge dam as an example
Volker Bettzieche, Martin Feinendegen, Gisa Kleine Vennekate, Martin Ziegler
Abstract
Within the so-called Deepened Examination of Hydraulic Structures according to DIN 19700 the
stability of the Bigge Dam had to be investigated. Soil samples were taken from two exploration
pits at the dam and tested for shear strength, permeability and their mineralogical properties.
The identified characteristic values served as basis for the definition of parameters for hydraulic
and statistical calculations. Special focus was put on the definition of bearing conditions, which
had to be taken into account for various calculation scenarios.
Zusammenfassung
Im Rahmen der vertieften Überprüfung von Stauanlagen nach DIN 19700 war die Standsicherheit der Biggetalsperre zu überprüfen. Aus zwei Schürfgruben im Damm wurden
Materialproben entnommen und auf Ihre Scherfestigkeit und Wasserdurchlässigkeit sowie ihre
mineralogischen Eigenschaften hin untersucht. Die ermittelten Kennwerte dienten als Grundlage für die Festlegung der in den hydraulischen und statischen Berechnungen anzusetzenden
Parameter.
1
Die vertiefte Überprüfung
Nach den deutschen Regelwerken DIN 19700 0 und DWA-Merkblatt 231 0 sind im Abstand von
etwa 10 Jahren oder nach außergewöhnlichen Ereignissen im Rahmen einer so genannten
„Vertieften Überprüfung“ die statischen, hydrologischen und hydraulischen Bemessungsgrundlagen einer Talsperre zu prüfen.
Wesentlicher Bestandteil ist dabei die Überprüfung der Standsicherheit des Absperrbauwerks,
wobei häufig Änderungen der Belastungen zu berücksichtigen sind, wie sie z.B. aus neuen
Hochwasserberechnungen oder veränderten Erdbebenparametern resultieren. Aber auch seitens der Dammbaumaterialien oder des Untergrunds können sich Veränderungen z.B. durch
Alterung ergeben, die weitergehende Untersuchungen erforderlich machen.
Erst mit bestätigten Kennwerten für das Materialverhalten lässt sich der Nachweis der
Standsicherheit einer Talsperre führen, wobei heutzutage EDV-gestützte Rechenmodelle zum
Einsatz kommen. In diesem Zusammenhang wurde der Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen
der RWTH Aachen mit der Durchführung entsprechender Untersuchungen beauftragt.
29
2
Die Biggetalsperre
2.1
Die Talsperre und der Damm
Der Ruhrverband betreibt im Sauerland ca. 70 km östlich von Köln die zwischen 1957 und 1965
errichtete Biggetalsperre, mit einem Stauraum von 171,7 hm3 die fünftgrößte Talsperre
Deutschlands. Der Steinschüttdamm wurde zwischen 1957 und 1965 mit bituminöser Oberflächendichtung und einer innenliegenden zweiten Dichtung (Bremszone) errichtet (Bild 1).
Bild 1:
2.2
Querschnitt des Biggedamms mit Lage der Schürfgruben
Materialien
Am Beginn der vertieften Überprüfung standen eine Literaturrecherche über die im Biggedamm
eingebauten Materialien sowie ein intensives Aktenstudium in den Archiven des Ruhrverbands.
Es lagen zahlreiche Dokumente, Pläne und Fotos aus der Bauzeit vor, aus denen sich jedoch
nur wenige der für die Standsicherheitsberechnungen erforderlichen Materialkennwerte (Wichte, Festigkeits- und Verformungsparameter, Durchlässigkeit, etc.) ableiten ließen. Genaueres
hierzu ist in 0 nachzulesen.
Insbesondere die Kennwerte des Dammschüttmaterials waren nicht sicher anzugeben. Aus
einem internen „Bericht über die geologischen Untersuchungen für die Gewinnung von
Dammschüttmaterial“ geht hervor, dass es zwei maßgebliche Forderungen bei der Auswahl der
Gewinnungsstellen für das Dammschüttmaterial gab: Entnahmemöglichkeit aus dem späteren
Staubereich und Transportweg maximal zwei bis drei Kilometer. Im Bericht heißt es hierzu, dass
„aus diesen Gründen die zu stellenden Anforderungen an die Güte des Materials weitgehend
verringert werden mussten.“
Schließlich entschied man sich für grobsteinige Schüttmassen, die in drei Steinbrüchen am
benachbarten Gilberg gewonnen wurden und in den bauzeitlichen Dokumenten zumeist als
„Grauwacke“ bezeichnet sind.
Bemerkenswert ist zudem der Hinweis im erwähnten Bericht, dass „mit einer gewissen Verringerung der Scherfestigkeit im Laufe der Zeit“ zu rechnen sei.
30
3
Untersuchung der Dammmaterialien
Aufgrund der geschilderten Unsicherheiten hinsichtlich der Eigenschaften des Dammschüttmaterials wurde entschieden, eine Probenahme aus dem Damm zu veranlassen und an dem
gewonnenen Material umfangreiche Untersuchungen durchzuführen.
3.1
Gewinnung
Die Materialentnahme fand im September 2003 in zwei Baggerschürfen statt, deren Lage am
luftseitigen Dammfuß und auf der Berme gewählt wurde (Bild 1). Die Schürfgruben wurden mit
Hilfe eines Gleitschienenverbaus gesichert und mit einem Hydraulikbagger ausgehoben (Bild
2); die Grundfläche betrug etwa 4 m x 6 m. Der Schurf am Dammfuß erreichte eine Tiefe von
ca. 9,0 m unter GOK, der auf der Berme ca. 7,0 m. Insgesamt wurden rund 46,6 to Material für
die weiteren Untersuchungen entnommen.
Bild 2:
Schürfgrube am Dammfuß und in situ-Dichtebestimmung
Als wesentliche Erkenntnisse aus der Anlage der Schürfgruben ließ sich zusammenfassen:
Am Dammfuß konnten keine unterschiedlichen Materialien für die Filterzone, die Dammschüttung und den Flussschotter identifiziert werden; das Material hier ist vielmehr fast identisch
mit dem auf der Berme angetroffenen Dammschüttmaterial.
Der Felsuntergrund am Dammfuß wurde in der erwarteten Tiefe von ca. 9 m angetroffen.
Im Bereich der Dammaufstandsfläche steht Grundwasser an.
Der oberflächennahe Aufbau des Damms auf der Berme entspricht dem in den Plänen verzeichneten: Mutterboden - steiniger Lehm - Grobsteinschüttung - Dammschüttung.
3.2
In situ-Versuche
In insgesamt drei in situ-Versuchen zur Dichtebestimmung mit dem Wasserersatz-Verfahren
(Bild 2) wurden Trockenwichten zwischen Jd = 19,6 kN/m3 und Jd = 20,6 kN/m3 ermittelt. Der
sorgfältige Einbau des Materials mit der Dichte von Jd = 20 kN/m3, die in den bauzeitlich
durchgeführten und dokumentierten Einbau- und Verdichtungsversuchen erzielt worden war,
konnte somit bestätigt werden.
31
3.3
Großversuche
Das aus den Schürfgruben entnommene Material wurde am Institut für Bodenmechanik und
Felsmechanik der Universität Karlsruhe untersucht [4].
Zur Bestimmung der Kornzusammensetzung wurden Großsiebungen durchgeführt, wobei für
die Materialien am Dammfuß und auf der Berme nahezu identische Kornverteilungen ermittelt
wurden.
In Wasserdurchlässigkeitsversuchen konnte der Durchlässigkeitsbeiwert für sehr kleine
Strömungsgeschwindigkeiten zu k = 0,5 m/s abgeschätzt werden; bei höheren Geschwindigkeiten trat turbulentes Fließen auf.
Das Hauptaugenmerk lag auf der Durchführung von insgesamt drei Serien von Dreiaxialversuchen an Material von der Berme im trockenen und gesättigten sowie vom Dammfuß
im gesättigten Zustand. Die Probenabmessungen betrugen in Durchmesser und Höhe jeweils
800 mm; die vorgegebenen Seitendrücke lagen bei V3 = 0,1 / 0,3 / 0,6 MPa.
Bei der Ermittlung der Scherfestigkeitsparameter wurde ein stark spannungsabhängiges
Verhalten festgestellt. Während die Reibungswinkel bei niedrigem Druckniveau z.T. Werte von
weit über 50° annehmen, fallen diese im Bereich hoher Spannungen im Einzelfall bis auf unter
30° ab. Diese hohen Spannungen treten aber im Biggedamm nicht auf. Weiterhin zeigte sich
ein deutlich steiferes Verhalten und eine höhere Festigkeit bei trockenem gegenüber
gesättigtem Material.
3.4
Mineralogische Untersuchungen
In mineralogischen Untersuchungen am Institut für Mineralogie und Lagerstättenlehre der
RWTH Aachen wurden zahlreiche Einzelstücke untersucht, die aus drei Mischproben vom
Dammfuß und von der Berme stammten. Neben der sorgfältigen Ansprache wurden
umfangreiche Analysen durchgeführt: Dünnschliffe, Röntgendiffraktometrie, Bestimmung des
Karbonat- und Kohlenstoffgehalts, sequenzielle Eisenlösung, etc. [5].
Danach besteht das Dammschüttmaterial neben geringen Anteilen von Sandstein und Tonschiefer überwiegend aus Siltstein. Es konnte gezeigt werden, dass die in fast allen Proben
auftretenden Verwitterungserscheinungen nahezu vollständig vor dem Einbau der Gesteine in
den Damm entstanden waren. Die Gesteine waren also schon beim Einbau verwittert und
weisen im Verlauf der 40 Jahre seit der Herstellung des Damms keine Zeichen einer
weitergehenden Verwitterung (und damit Verringerung der Scherfestigkeit) auf.
4
Untersuchung der Standsicherheit
4.1
Festlegung der Bemessungssituationen nach DIN 19700
Die in den Standsicherheitsberechnungen für die Biggetalsperre zu untersuchenden Bemessungssituationen wurden nach den Vorgaben von DIN 19700 0 festgelegt.
Hierfür waren zunächst die maßgebenden Tragwiderstandsbedingungen unter Berücksichtigung der Materialien sowie der konstruktiven Elemente des Absperrbauwerks zu bestimmen
(Tabelle 1).
32
Tabelle 1:
Tragwiderstandsbedingungen
Einige der möglichen Kombinationen brauchten dabei nicht weiter verfolgt zu werden, da z.B.
eine als schadhaft angenommene Bremszone bei intakter Oberflächendichtung (Fall B4) keine
Auswirkung hat.
Auf der Einwirkungsseite wurden die maßgeblichen Lastfälle untersucht:
– LF 1.a: Regelfall,
– LF 2.a: Stauziel ZH1,
– LF 2.b: schnelle Wasserspiegelabsenkung,
– LF 3.a: Stauziel ZH2.
Aus den verschiedenen Kombinationen der Lastfälle mit den Tragwiderstandsbedingungen bzw.
den zusätzlich betrachteten Risikozuständen (Tabelle 1) ergaben sich die zu untersuchenden
Bemessungssituationen. Für die Risikozustände wurde die einzuhaltende Sicherheit dabei
gemäß 0 zu K = 1,0 festgelegt (z. Vgl.: Bemessungssituation I / II / III: K = 1,3 / 1,2 / 1,1).
Für weitere Erläuterungen zur Festlegung der Bemessungssituationen sei auf 0 verwiesen.
4.2
Materialkennwerte für die Berechnungen
Die in den Berechnungen anzusetzenden Materialparameter wurden anhand der Auswertung
der Literatur- und Archivrecherche sowie ausgehend von den Ergebnissen der durchgeführten
Materialprüfungen festgelegt, soweit das möglich war. Einige Kennwerte mussten aus der
Erfahrung abgeschätzt werden.
Die Bestimmung der abgeminderten bzw. ungünstigsten Kennwerte für die Tragwiderstandsbedingungen B und C erfolgte in einigen Fällen näherungsweise mit Hilfe von Teilsicherheits-
33
beiwerten aus DIN 1054 0, da die Datenbasis für eine sinnvolle statistische Auswertung der
Versuchsergebnisse bei weitem nicht ausreichte.
So wurde beispielsweise ausgehend von dem vorsichtig festgelegten charakteristischen Wert
für den Reibungswinkel der Dammschüttung von Mk = 40° dieser mit dem Teilsicherheitsbeiwert
JM für den Grenzzustand GZ 1C abgemindert:
Lastfall 2:
tan Mk / JM = tan 40° / 1,15

Mabg. = 36°,
Lastfall 1:
tan Mk / JM = tan 40° / 1,25

Mung.. = 34°.
Eine vollständige Zusammenstellung der in den Berechnungen angesetzten Kennwerte ist
ebenfalls in 0 zu finden.
4.3
Standsicherheitsberechnungen
Bei den Standsicherheitsberechnungen kamen zunächst klassische analytische Verfahren
(Starrkörperbruchmechanismen, Spreizspannungen nach Renduliç, etc.) zur Anwendung.
Weiterhin wurden gekoppelte Berechnungen durchgeführt, in denen die stationären bzw. im Fall
der schnellen Wasserspiegelabsenkung instationären Strömungsfelder für die verschiedenen
Bemessungssituationen mit Hilfe eines numerischen Modells ermittelt und in ein Programm zur
Böschungsbruchberechnung übertragen wurden.
Einige der unter 4.1 beschriebenen Bemessungssituationen wurden mehrfach untersucht;
beispielswiese wurde die Lage von Schadstellen in der Oberflächendichtung bzw. im Dichtungsschleier variiert. Für den Lastfall schnelle Wasserspiegelabsenkung wurde eine zusätzliche
Betrachtung durchgeführt, bei der die im unteren Bereich der Bremszone angeordneten Rohre
als unwirksam angenommen wurden.
Die Standsicherheit des Biggedamms konnte für alle Bemessungssituationen nachgewiesen
werden. Die mit Hilfe einer aufwändigen Materialentnahme und umfangreichen Materialuntersuchungen gewonnenen Erkenntnisse und Kennwerte waren unentbehrliche Grundlage für
diesen Nachweis.
Literatur
[1]
DIN 19700:2004-07 Stauanlagen - Teil 10: Gemeinsame Festlegungen, Teil 11:
Talsperren - . Berlin: Beuth Verlag, 2005.
[2]
Sicherheitsbericht für Talsperren - Leitfaden. DWA-Merkblätter zur Wasserwirtschaft, Heft
231, Bonn, 1995.
[3]
Bettzieche, V.; Feinendegen, M.; Ziegler, M.: The in-depth examination of the stability of
old dams considering the Bigge dam as an example. In: Proceedings of the 22. ICOLD
Congress, 18. - 23. June 2006, Barcelona / International Commission on Large Dams,
Barcelona 2006. S. 611-632.
[4]
Bieberstein, A. et al: Bericht zu dreiaxialen Scherversuchen an Schüttmaterialien des
Damms der Biggetalsperre. Universität Karlsruhe, Abteilung Erddammbau und
Deponiebau am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik, Karlsruhe, 2004
(unveröffentlicht).
34
[5]
Sindern, S. et al: Mineralogische Untersuchungen an Gesteinsmaterial aus dem
Staudamm des Biggestausees. Institut für Mineralogie und Lagerstättenlehre,
RWTH Aachen, 2004 (unveröffentlicht).
[6]
DIN 1054:2003-01, Baugrund, Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. Berlin,
Beuth Verlag. 2003.
Dr.-Ing. Volker Bettzieche
Ruhrverband
Kronprinzenstr. 37
45128 Essen
vbe@ruhrverband.de
AOR Dipl.-Ing. Martin Feinendegen
Dipl.-Ing. Gisa Kleine Vennekate
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler
Geotechnik im Bauwesen
RWTH Aachen
Mies-van-der-Rohe-Str.1
52074 Aachen
feinendegen@geotechnik.rwth-aachen.de
vennekate@geotechnik.rwth-aaachen.de
ziegler@geotechnik.rwth-aachen.de
35
Öffentliche Wahrnehmung eines wasserbaulichen
Großprojekts in der Schweiz
A Major Hydropower Project and its Public Perception in Switzerland
Gianni Biasiutti
Abstract
The enlargement of the storage lake on Grimsel is the key element of the investment program
aiming to optimize the power plant of Kraftwerke Oberhasli AG (KWO). The local population has
a clearly positive attitude to the project; however the environmental protection organizations and
left-green parties are criticizing it vehemently. Due to fundamental differences in values a
solution of the conflict by means of a dialog has turned out to be impossible. The court will have
to decide.
Zusammenfassung
Die Vergrößerung des Speichersees an der Grimsel ist das Kernelement des Investitionsprogramms zur Optimierung der Kraftwerksanlagen der Kraftwerke Oberhasli AG (KWO). Das
Vorhaben wird von der lokalen Bevölkerung begrüßt, von den Umweltschutz-Organisationen
und links-grünen Kreisen aber heftig kritisiert. Eine Lösung der Konflikte auf dem Weg des
Dialogs hat sich aufgrund unterschiedlicher Werthaltungen als unmöglich erwiesen. Die
Gerichte werden entscheiden müssen.
Unternehmen KWO
Die Kraftwerke Oberhasli AG (KWO) wurde 1925 von der BKW Energie AG und den
Stadtwerken von Bern, Basel und Zürich gegründet. Sie nutzt die Wasserkräfte in einem 450
Quadratkilometer großen Einzugsgebiet bei den Alpenpässen Grimsel und Susten. Das
Anlagensystem besteht aus 5 Stauseen und 9 Kraftwerken. Die Produktion liegt aktuell bei
2 300 GWh pro Jahr, davon ca. 1 550 GWh aus natürlicher Wasserkraft, der Rest aus
Pumpspeicherung.
Als assoziierte Geschäftsbereiche werden ein Fabrikationsbetrieb für Kraftwerkskomponenten
sowie ein Tourismusbetrieb geführt.
Investitionsprogramm und Projekt Grimselsee
Derzeit besteht ein interessantes Ausbaupotential. Ein Teil dieses Potentials soll mit einem
Investitionsprogramm, bestehend aus verschiedenen unabhängigen Projekten, ausgeschöpft
werden (Investitionsvolumen 0,5 bis 0,9 Mrd. €). Damit soll das Kraftwerkssystem sukzessive
optimiert und ergänzt werden, und es soll gleichzeitig auch der Sanierungsbedarf der teilweise
fast 80-jährigen Anlagen abgedeckt werden.
Das prominenteste Projekt des Programms ist die Vergrößerung des Grimselsees mittels
Erhöhung der Staumauern um 23 Meter (+ 75 Mio. m3; 150 Mio. €). Dessen Zweck ist eine
36
vermehrte Einspeicherung der Zuflüsse, welche zu 90 % im Sommer anfallen. Heute muss ein
erheblicher Teil dieser Zuflüsse mangels Speichervolumen zu Unzeiten verstromt werden.
Die Sperrstelle Grimsel besteht aus zwei Staumauern mit einem dazwischen liegenden
Felskopf. Das Verhältnis von Mauervolumen zu Stauinhalt ist außerordentlich günstig, und die
topografischen und geologischen Gegebenheiten erlauben eine Erhöhung der Mauern.
Der erhöhte See (Bild 1) wird einen Teil der bestehenden Grimsel-Passstraße überfluten. Die
Straße soll zukünftig über eine Rampe entlang der östlichen Staumauer auf den Felskopf und
von dort über eine 400 Meter lange Seilbrücke zum südlichen Ufer führen.
Das Investitionsprogramm wurde im Jahr 1999 lanciert. Zwei Projekte sind bereits realisiert. Es
handelt sich dabei um Aufwertungen bestehender Kraftwerksanlagen (Leistungserhöhungen,
neue Maschinen, Erhöhung der Wirkungsgrade: total 60 MW, 75 GWh, 80 Mio. €). Weitere
Projekte befinden sich in der Planung. Das Projekt zur Seevergrößerung erhielt Anfang des
Jahres die Baubewilligung, gegen welche Beschwerde erhoben wurde. Zwei Gerichtsstufen
können durchlaufen werden: das kantonale Verwaltungsgericht und das Bundesgericht.
Bild 1:
Situation der Sperrstelle Grimsel mit Erhöhung der Mauern um 23 m und Verlegung
der Passstrasse.
Energiewirtschaftliche Bedeutung
Die bevorstehenden Engpässe bei der Stromversorgung sind in der Schweiz zum politischen
Thema geworden (Bedarf der Schweiz aktuell ca. 60 TWh; Beschaffung: 55 % Wasserkraft, 40
% Kernenergie, 5 % Importe). Die Diskussionen verlaufen naturgemäß kontrovers. In einem
Punkt zeigt sich aber weitgehender Konsens: Die Wasserkraft als einheimische und erneuer-
37
bare Energie soll gefördert werden. Dies hat Eingang in die Energiestrategien von Bund und
Kantonen gefunden.
Das technische Ausbaupotential der Schweizer Wasserkraft ist noch erheblich: 7,5 TWh, davon
aus 28 % Optimierungen und 72 % aus Neubauten (BFE-Studie 2004). Aufgrund rigider
Auslegung der Bestimmungen im Natur-, Landschafts- und Gewässerschutz ist das tatsächliche
Ausbaupotential wesentlich kleiner, ja eventuell sogar negativ.
Aufgrund des Stellenwerts der Wasserkraft in der Schweiz, der Stossrichtungen der aktuellen
Energiestrategien sowie den nur sehr wenigen Möglichkeiten zur Erweiterung der
Wasserkraftnutzung haben die Projekte an der Grimsel nationale Bedeutung. Letzteres wird
weiter durch die Tatsache unterstützt, dass die Grimsel der weitaus bestgeeignete WasserkraftStandort der Schweiz ist.
Opposition
Die Seevergrößerung steht im Fokus der Umweltschutzorganisationen (USO). Sie monieren die
Überflutung geschützter Landschaft (0,8 km2 in einem 80 km2 großen Talkessel), den Verlust
von Wald (46 Arven eines Bestandes von 240) sowie die „Zerstörung“ des Landschaftsbildes.
Im Weiteren behaupten sie, der vergrößerte See sei nicht sinnvoll, weil zusätzliche Speicher in
der Schweiz gar nicht benötigt würden und weil er sowieso nur durch hinauf gepumptes Wasser
gefüllt werden könne. Tatsächlich würde sich der vergrößerte See aber natürlich füllen (200
Mio. m3 Zuflüsse in 175 Mio. m3 Seevolumen).
Federführer der Opposition sind die großen national und international tätigen Umweltverbände.
Es existiert auch eine regionale Widerstandsorganisation gegen die KWO, diese repräsentiert
aber nur eine kleine Minderheit der Bevölkerung.
Die Opposition an der Grimsel hat eine lange Geschichte: Ein früheres Investitionsvorhaben,
Grimsel-West, welches u. a. den Bau eines großen Speichers mit 400 Mio. m3 und einer 200 m
hohen Mauer vorsah, mobilisierte eine bedeutende Gegnerschaft. Die Meinungsverschiedenheiten zogen sich auch quer durch die Region. Der Rückzug dieses Vorhabens und die
Lancierung des aktuellen, kleineren und etappierten Investitionsprogramms wurden von der
regionalen Bevölkerung positiv aufgenommen. Die USO wollen aber die Grimsel als Symbol
ihrer Aktivitäten nicht verlieren. Opposition ist letztlich ein Geschäft, und die gut eingeführte
„Marke Grimsel“ ist dabei von Wert.
Kommunikation mit den Umweltschutz-Organisationen
Im Rahmen der anfänglichen Erleichterung der USO über das Umschwenken auf ein
verkleinertes Vorhaben konnte gemeinsam beschlossen werden, in einen strukturierten Dialogprozess einzutreten. In zahlreichen Besprechungen wurden die weit auseinander liegenden
Positionen sukzessive dargelegt und der Gegenpartei verständlich gemacht.
Ziel des Dialogprozesses sollte es sein, mittels Ersatzmaßnahmen einen Interessenausgleich
herbeizuführen. Dabei wurden auch kühne Ideen ausgelotet. Doch auch die kühnste dieser
Ideen, der Abbruch eines 2 Mio. m3 großen Speichers mit Renaturierung der Geländekammer,
konnte bei den USO nicht das nötige Gegengewicht bilden. Es musste schließlich eingesehen
werden, dass sich grundlegend unterschiedliche Werthaltungen gegenüber stehen, die keine
38
Kompromissmöglichkeiten beinhalten. Nach dreijähriger Arbeit in bemerkenswert gutem
Gesprächsklima erfolgte der Abbruch des Dialogprozesses. Die USO wollen jetzt den Gerichtsweg durchlaufen.
Aktivitäten in der Region
Der aussichtslose Frieden im lange dauernden Dialogprozess mit den USO wurde von der
Region mit Argwohn verfolgt. An den jährlichen Treffen der KWO mit den Exponenten von
Politik, Behörden und Wirtschaft der Region kam die Meinung zum Ausdruck, dass die USO
dieses Engagement der KWO nicht verdienen und dass die Ersatzmaßnahmen nicht
ausschließlich der Natur dienen dürfen.
Dem Verständnis, dass die Region eine wichtige Anspruchsgruppe eines Wasserkraftunternehmens ist, wurde in der Folge konsequenter nachgelebt. Dabei wird allerdings nicht
einfach monetäre Unterstützung geleistet (dies würde lediglich die Anspruchshaltung verstärken), sondern es wird die partnerschaftliche Beziehung zwischen Region und Unternehmen
gefördert. Hierfür wird Folgendes unternommen:
– Profilierung als zuverlässiger, fairer und sozialer Arbeitgeber.
– Reiches Angebot von Teilzeitstellen.
– Bereitstellung von Dienstwohnungen zur lokalen Ansiedelung der Mitarbeiter.
– Institution „Partnerschaft mit der Region“: Fonds zur Ermöglichung von Projekten, die der
nachhaltigen Entwicklung der Region dienen.
– Weiterentwicklung der touristischen Aktivitäten: Hotels, Restaurants, Bergbahnen,
Wanderwege, Brücken, Bauernläden sowie Kraftwerksführungen.
– Erbringen von Dienstleistungen im öffentlichen Verkehr.
– Veranstaltung von Sport- und Kulturanlässen.
Die lokale Wirtschaft profitiert nicht nur von den direkten und indirekten Aufträgen der KWO,
sondern auch von einer positiven Beeinflussung der allgemeinen Konsum- und Investitionsstimmung. Die regionale Bevölkerung steht heute zur KWO. Die Gemeindevertreter setzen sich
in außerregionalen politischen Auseinandersetzungen zugunsten des Unternehmens ein – in eigener Initiative.
Allgemeine öffentliche Wahrnehmung
Die zahlreichen Kontakte im Tourismus sowie bei Veranstaltungen und politischen Anlässen
lassen erkennen, dass die Schweizer Bevölkerung, soweit sie sich interessiert, das Investitionsvorhaben eindeutig mehrheitlich als sinn- und maßvoll beurteilt.
Linksgrünen Kreisen in den Städten Bern und Basel, die Aktionäre der KWO sind, ist es jedoch
gelungen, in konzertierten Aktionen und zum Teil mit grob-falschen Argumenten bedeutende
ablehnende Fraktionen in den Parlamenten zu bilden. Es darf aber erwartet werden, dass mit
fortschreitender Information und bei positiven Gerichtsurteilen wieder ein Wandel eintritt.
39
Erfolgsfaktoren für die Umsetzung von Wasserkraftprojekten
Der Schlüssel für die Umsetzung eines großen Wasserkraftprojekts ist die Zustimmung der
Region – nicht nur eine schweigende, sondern eine deutlich vernehmbare Zustimmung. Die
Region als „Direktbetroffene“ findet in der politischen Auseinandersetzung besonderes Gehör.
Falls sie sich ablehnend stellt, wird sie zur unüberwindbaren Kronzeugin der Opposition, wie
dies beim früheren Vorhaben Grimsel-West geschehen war.
Die Zustimmung der Region ist bereits bei der Konzipierung eines Projekts zu berücksichtigen.
Es gilt, die Grenzen der Akzeptanz von Baueingriffen zu kennen bzw. auszuloten, und der
Zweck eines Projekts muss frühzeitig erklärt werden. Außerdem muss sich das Wasserkraftunternehmen unabhängig von konkreten Projekten ein Vertrauensverhältnis mit der Region
aufbauen.
Der zweite Erfolgsfaktor ist die Haltung der zuständigen Regierung, im vorliegenden Fall jene
des Kantons Bern. Eine eindeutig kommunizierte, dezidierte Haltung der Regierung verschafft
dem Kraftwerksunternehmen eine tragfähige Basis für die Argumentation, und sie schränkt die
Angriffsmöglichkeiten der Opposition ein.
Konflikte mit den USO sind solchen Projekten inhärent. Die Chancen zur Lösung der Konflikte
mittels Dialogprozessen sind begrenzt. Da die Wurzeln der Konflikte meist in unterschiedlichen
Werthaltungen liegen, können die USO oft nicht lösungsorientiert handeln, sondern nur die
Verhinderung anstreben, respektive den Gang durch die Gerichte. Allerdings ist kompromissloses Ablehnen sehr wohl als konsequente Haltung der USO zu verstehen, bietet doch das
Nicht-Lösen von Stromversorgungsaufgaben die Chance, dass sich die Politik letztlich zu dem
genötigt sieht, was die USO anstreben: Zur Dämpfung der Nachfrage.
Anschrift des Verfassers:
Dr. sc. techn. Gianni Biasiutti
KWO, Kraftwerke Oberhasli AG
Grimselstrasse 19
CH-3862 Innertkirchen
Schweiz
bia@kwo.ch
40
Planung eines 120 m hohen Steinschüttdammes im Zuge des
Wasserkraftausbaus in Tirol
Design of a 120 m high rockfill dam in the frame of hydropower
development in the Tyrol
Robert Boes, Bernhard Hofer, Sebastian Perzlmaier
Abstract
Tyrolean Hydropower Utility TIWAG is planning to extend its Sellrain-Silz pumped storage
scheme by adding another annual reservoir and a new underground aqueduct to collect water
from a catchment area of about 60 km2. The new reservoir will be impounded by a rockfill dam
with till core. First field investigations proof the feasibility of founding the core on sound rock. Fill
material for the supporting shell, as well as the transition and drainage zones will be excavated
locally from slope detritus and from an orthogneiss quarry in the future reservoir.
Zusammenfassung
Die TIWAG–Tiroler Wasserkraft AG plant eine Erweiterung ihrer größten Kraftwerksgruppe
Sellrain-Silz durch Zubau eines weiteren Jahresspeichers und Beileitung von Wasser über ein
neues Beileitungssystem. Als Absperrbauwerk der neuen Talsperre ist ein Steinschüttdamm mit
mineralischer Kerndichtung vorgesehen. Vorerkundungen lassen die Gründung des Kerns auf
gesundem Fels machbar erscheinen. Material für die Stützkörper, Übergangs- und Filterzonen
soll vor Ort aus Hangschutt und Steinbruch gewonnen werden.
1
Einleitung
Die TIWAG plant, dem in Tirol stetig anwachsenden Stromverbrauch durch Erweiterung der
eigenen Erzeugungskapazitäten zu begegnen. Zwischen 1970 und heute hat sich der
Stromverbrauch von rund 2000 GWh/a auf mehr als das dreifache erhöht. Mit weiteren
Zuwachsraten von anfänglich 120 GWh/a bis leicht fallend auf 100 GWh/a im Jahr 2030 ist zu
rechnen [1]. Die Erweiterung der Erzeugungskapazitäten soll durch den Ausbau von
bestehenden Hochdruckspeicherkraftwerken bzw. den Neubau solcher Anlagen erfolgen. Als
vorgezogen verfolgtes Projekt wird derzeit der Ausbau der bestehenden Kraftwerksgruppe
Sellrain-Silz durch Zubau eines weiteren Jahresspeichers und eines weiteren Pumpspeicherkraftwerkes im Detail entwickelt und zur behördlichen Genehmigung im Rahmen der Umweltverträglichkeitsprüfung (UVP) vorbereitet.
Projektübersicht Speicherkraftwerk Kühtai
Die Regelarbeitserzeugung von Sellrain-Silz soll mit dem geplanten Projekt Speicherkraftwerk
Kühtai durch eine neue, 25 km lange Beileitung aus dem Stubai- und mittleren Ötztal (Einzugsgebiet 61 km2) und ein neues Pumpspeicherkraftwerk mit einer Leistung von rund 180 MW um
ca. 240 GWh erhöht werden (Bild 1). Dies entspricht einem Zuwachs von 50% ohne
Berücksichtigung des vorgesehenen Pump-Wälzbetriebes.
41
Bild 1:
Lageplan Speicherkraftwerk Kühtai.
Die zusätzlich beizuleitenden rund 75 Millionen m3/a erfordern aus betrieblicher Sicht einen
weiteren Speicher im Kühtai. Ein geeigneter Standort befindet sich im hinteren Längental auf
2025 mMh. Mit einer Stauhöhe von 120 m über dem Taltiefsten wird ein Jahresspeicher mit ca.
32 Mio. m3 Inhalt ermöglicht.
2
Hydrologie und Wasserwirtschaft
Der Speicher Kühtai weist an der Sperrenstelle ein 7,6 km2 großes, nahezu unvergletschertes
natürliches Einzugsgebiet in den nordwestlichen Stubaier Alpen auf, das durch den Längentalbach gespeist wird (Bild 1 und Bild 2). Die mittlere Höhe des Einzugsgebietes beträgt rund
2270 mMh, die höchste Erhebung liegt auf 3016 mMh.
42
Bild 2:
Lageplan Speicher und Staudamm Kühtai.
Gemäß den österreichischen Richtlinien [2] sind für den Nachweis der hydrologischen
Talsperrensicherheit grundsätzlich zwei unterschiedliche Sicherheitsnachweise zu betrachten,
nämlich die Beherrschung des Bemessungs- (BHQ, Design Flood DF) und des Sicherheitshochwassers (SHQ, Safety Check Flood SCF). Als BHQ wird jener Hochwasserdurchfluss
bezeichnet, auf den die Entlastungsanlage zu bemessen ist. In hydrologischer Hinsicht wird das
BHQ als ein Hochwasserereignis mit einer Wiederkehrperiode von 5000 Jahren (HQ5000)
bezeichnet. Das SHQ dient als Grundlage für die Überprüfung der Anlagensicherheit bei
Überlastung, d.h. bei Überschreitung des BHQ. Es entspricht dem international als „Probable
Maximum Flood“ (PMF) bezeichneten Extremfall. Nach dem so genannten abgekürzten
Verfahren [2] ergeben sich BHQ = 27 m3/s und SHQ = 35 m3/s für die Sperrenstelle ohne
Berücksichtigung der Beileitung.
Eine aus den Betriebserfahrungen des bestehenden Speichers Längental abgeleitete
Abschätzung der Feststoffführung des Längentalbaches und der Beileitung sowie der zu
erwartenden Verlandungstendenz ergibt ein erforderliches Totraumvolumen von etwa 0,8
Mio. m3 bei Auslegung auf 100 Jahre. Nach derzeitigem Planungsstand liegen daher die
tiefstmögliche Speicherentleerung ZT auf 2040 mMh (Kote Grundablass), das betriebliche
Absenkziel ZA auf 2048 mMh und das Stauziel ZV auf 2140 mMh (Bild 3). Mit einem Freibord
von 5 m über ZV ergibt sich die Dammkronenhöhe zu 2145 mMh; die Speicherschwerebene ist
bei ca. 2110 mMh. Der Nutzinhalt zwischen Stau- und Absenkziel beläuft sich auf 31,5 Mio. m³.
Bei Vollstau beträgt die überstaute Fläche 59,6 ha. Eine Stauraumlamelle von bis zu 4 m unter
ZV wird in der Hochwasserzeit im Sommer nicht energiewirtschaftlich genutzt, um bis zu 2
Mio. m3 für den Hochwasserrückhalt frei zu halten.
43
Bild 3:
3
Querschnitt Staudamm Kühtai: 1) Kern, 2a) 2b) 2c) Filter-, Drainage- und
Übergangszonen, 3) Stützkörper, 4) Steinsatz, 5) verbleibende Überlagerung,
6) Kontaktinjektionen, 7) Kontrollstollen, 8) Injektionsschirm.
Betriebseinrichtungen
Auf der orographisch linken Seite soll ein eine Art Multifunktionsstollen erstellt werden (Bild 2),
der während Bau und Betrieb mehreren Zwecken dient. Zum einen wird er als Baustellenzufahrt
zur im künftigen Speicherraum gelegenen Hauptbaustelle genutzt, um den Dammschüttbetrieb
vom übrigen Baustellenverkehr zu entkoppeln und somit einen frequenten Bauverkehr über den
Damm und damit über den Dichtungskern zu verhindern. Zum anderen dient er als Baustellenumleitung für den Längentalbach. Des weiteren wird der Stollen in der Betriebsphase den
Grundablass (GA) und das Transportbauwerk der Hochwasserentlastung (HWE) aufnehmen
und als Zugang zu den Betriebseinrichtungen und zum Kontrollgang dienen. Im Bereich der
Dammdichtungsebene wird eine Betonplombe und luftseitig davon die Schützenkammer des
GA angeordnet. Unterwasserseitig wird der Stollen kombiniert für GA und HWE im Freispiegelabfluss betrieben. Das Einlaufbauwerk der HWE soll als ungeregelte Seitenentnahme auf der
orographisch linken Seite im Bereich eines Felsvorsprunges vor dem Damm angeordnet
werden und durch einen Fallschacht an den Freispiegelstollen angeschlossen werden.
Die Entwässerung des Kontrollstollens erfolgt durch einen Stichstollen, der ebenfalls in den
Multifunktionsstollen mündet. Die Energieumwandlung für den GA und die HWE erfolgt
voraussichtlich in Form einer Sprungschanze im Bereich einer kleinen Schluchtstrecke im
Anschluss an das Portal des Freispiegelstollens. Der Triebwassereinlauf ist zwischen GAEinlauf und Damm auf der orographisch linken Seite angeordnet (Bild 2).
4
Dammentwurf
Für den Damm des Speichers Kühtai war von Beginn an eine mineralische Kerndichtung
gewünscht, um durch kurze Transportwege für die im Speicherraum abzubauenden
Dammschüttmaterialien eine wirtschaftliche Bauwerkserstellung zu begünstigen und die
bestehende touristische Infrastruktur im nahe gelegenen Tourismuszentrum Kühtai vor Massentransporten weitestgehend zu bewahren. Ende 2006 wurden erste Sondierbohrungen durchgeführt, die das Vorhandensein von Kernmaterial (Moräne) im Speicherbereich sowie eine
Mächtigkeit der kiesigen Überlagerungen im Bereich der Dammaufstandsfläche von maximal
44
30 m ergaben. Somit erscheint eine Realisierung der mineralischen Dichtung aus aufbereitetem
und teilweise vergütetem Moränenmaterial sowie die Gründung der Dichtung auf Fels und der
Stützkörper auf der verbleibenden Überlagerung machbar.
Nach Betrachtung der Schütt- und Stauvolumina unterschiedlicher Dammlagen wurde unter
Berücksichtigung der topographischen und geologischen Situation an der Sperrenstelle die
optimale Dammachse unmittelbar vor der markanten Talverbreiterung des Längentales fixiert
(Bild 2). Zur besseren Geländeanpassung weist die Dammachse eine leicht Krümmung auf. Die
Dammaufstandsfläche liegt geologisch in einer Kontaktzone zwischen Paragneis und
Orthogneis. Der bisher erbohrte Fels sowie die Erfahrungen mit dem Gebirge bei Bau des
Staudammes Finstertal inkl. Beileitungs- und Triebwasserstollen (Bild 1) lassen jedoch keine
Probleme für die Dammgründung sowie für die Untergrundabdichtung mittels Injektionen
erwarten.
Das gesamte Schüttvolumen des Dammes beträgt ca. 6,5 Mio. m³, davon macht der Kern
knapp 0,7 Mio. m³ aus. Der erforderliche Voraushub beträgt ca. 0,65 Mio. m³. Aus Gründen der
Umweltverträglichkeit sollten die Schüttmaterialien weitestgehend im zukünftigen Speicherbereich unterhalb des Stauzieles gewonnen werden. Die Eröffnung eines ergiebigen Steinbruches ist somit nur auf der orographisch rechten Seite möglich, wo der Fels bis unterhalb des
Stauziels zutage tritt. Da ein möglichst großer Anteil der Stützkörper aus geotechnischer und
wirtschaftlicher Sicht aus Steinbruch bestehen sollte, wird sich der Abbau in die Tiefe
orientieren. Die Materialgewinnung im Speicherbereich erscheint trotz der großen Schüttkubatur
machbar, ist jedoch herausfordernd, da an die Schüttmaterialien im vorliegenden Fall eines
hohen Dammes besondere Anforderungen zu stellen sind. Eine weitere Detaillierung der
Informationen über mögliche Lagerstätten für die Schüttmaterialien wird von dem umfangreichen Haupterkundungsprogramm im Sommer 2007 erwartet.
Nach derzeitigem Planungsstand soll der teilweise vergütete Moränenkern weitgehend
symmetrisch, leicht zur Wasserseite hin abgeflacht, angeordnet werden (Bild 3), so dass der
mittlere hydraulische Gradient in der Gründungsfuge maximal drei beträgt. Die luft- und
wasserseitig angrenzenden Filter-, Drainage- und Übergangszonen sollen vom Kern zum
Stützkörper hin in ihrer Durchlässigkeit zunehmen sowie Steifigkeitsunterschiede zwischen Kern
und Stützkörper ausgleichen. Der Stützkörper soll, ähnlich wie beim Staudamm Finstertal,
großteils aus Granodioritsteinbruch bestehen, was Böschungsneigungen zwischen 1:1,4 und
1:1,5 realistisch erscheinen lässt. Unter der Kernaufstandsfläche ist zur Überwachung,
Drainage und Untergrundabdichtung ein Kontrollstollen angeordnet, der gegenüber einer
Kontrollgangvariante wirtschaftliche und baubetriebliche Vorteile aufweist.
5
Ausblick
Das Projekt Speicherkraftwerk Kühtai als Erweiterung der bestehenden Kraftwerksgruppe
Sellrain-Silz wird bis Ende 2008 von der TIWAG technisch ausgearbeitet. Sämtliche
Umweltbelange werden in Form einer Umweltverträglichkeitserklärung beurteilt, und die
erforderliche Einbindung der Projektbeteiligten (Grundeigentümer, Gemeinden, Interessensvertretungen, etc.) wird vorgenommen.
In den darauf folgenden zwei Jahren soll die behördliche Vorhabensprüfung nach dem in
Österreich gültigen UVP-Gesetz durchgeführt werden. Nach diesem Gesetz werden in einem
45
konzentrierten Verfahren sämtliche anzuwendenden Materiengesetze (z. B. Wasserrecht,
Naturschutz, Forstrecht, etc.) berücksichtigt. Zur technischen Überprüfung des aus bautechnischer Sicht wesentlichsten Bauwerkes, des Steinschüttdammes Kühtai, wird von der Behörde
eine im Bundesministerium für Wasserwirtschaft angesiedelte Expertengruppe, die „Österreichische Staubeckenkommission“, eingeschaltet, welche für Stauanlagen über 15 m Höhe
bzw. über 500 000 m³ Stauinhalt zwingend zu befassen ist.
Nach erfolgter Genehmigung soll das Kraftwerksprojekt in einer Bauzeit von vier Jahren
errichtet werden, so dass mit einer Inbetriebnahme im Jahre 2015 gerechnet werden kann. Die
Bauzeit gilt als ambitioniert, zumal vor allem der Bau des 25 km langen Beileitungsstollens und
des 120 m hohen Steinschüttdammes mit einem Schüttvolumen von ca. 6,5 Mio. m³ hohe
Anforderungen an die Baufirmen bei ihrer Arbeit in großer Höhenlage (über 2000 mMh) mit
entsprechend extremen Witterungs- und Umweltbedingungen stellen wird.
Literatur
[1]
TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG: Optionenbericht über mögliche Standorte künftiger
Wasserkraftnutzung in Tirol. Innsbruck, 2004.
[2]
Österreichische Staubeckenkommission: Leitfaden, Bemessung von
Hochwasserentlastungsanlagen österreichischer Talsperren (Teil A und B Hydrologischer Teil, Teil C - wasserbautechnischer Teil, Teil D - Hintergrundinformation).
Wien, 2007.
Dr. sc. techn. Robert Boes
Dr. tech. Bernhard Hofer
TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG
A-6020 Innsbruck
robert.boes@tiwag.at
bernhard.hofer@tiwag.at
46
Engineering Sustainable Dams
Planung und Bau von zukunftsfähigen Talsperren
Rodney Bridle
Abstract
The concept of sustainable infrastructure and an approach to achieving it through the
Engineered Sustainable Infrastructure Cycle (ESIC) is explained. ESIC optimises the sustainability of infrastructure to meet societies’ needs by iteratively examining the economic and
environmental sustainability of alternative infrastructure. Dams meet several of societies’
infrastructure needs and ESIC is used to examine how dams might be engineered to optimise
their contribution to a sustainable future.
Zusammenfassung
In diesem Beitrag wird das Konzept der zukunftsfähigen Infrastruktur und die methodische
Herangehensweise mittels des sog. „Engineered Sustainable Infrastructure Cycle (ESIC)”
erläutert. ESIC optimiert mit einer iterativen Untersuchung der Wirtschaftlichkeit und
Umweltverträglichkeit der Alternativen die Nachhaltigkeit von Infrastruktur, um den Bedürfnissen
der Gesellschaft zu entsprechen. Talsperren befriedigen zahlreiche Infrastruktur-Bedürfnisse
der Gesellschaft. ESIC wird herangezogen, um zu untersuchen, wie Talsperren geplant und
gebaut werden müssen, um ihren Beitrag zu einer zukunftsfähigen Entwicklung zu optimieren.
Sustainability, sustainable development and sustainable
infrastructure
In ‘Dams: setting a new standard for sustainability’ [1], the author explained how progress in
dam engineering, environmental objections to dams, and the World Commission on Dams, led
to the realisation that dam engineers, with assistance from other professionals, should take
responsibility for all aspects of the sustainability of dam projects. As dams are elements of civil
engineering infrastructure, the lessons about sustainability from dams have relevance to all
infrastructures.
The simple model of sustainable development represents it as three pillars – environment,
economic, social. This model somehow suggests that the only sustainable development is
environmental, and that others are undesirable, and cannot be sustained by the environment.
Civil engineers have a responsibility to provide infrastructure in power, water and transport, to
sustain lives and livelihoods within the resources available in nature. To fulfil this responsibility
they have to engineer development that nature can sustain. This responsibility becomes severe
when in reality all development, all human activities, are sustained by the environment.
However, civil engineers are not and could not be responsible for supporting all development or
all human activities, nor should they tell people what they can or cannot do. Their responsibility
is to provide infrastructure that will support the activities people have decided to do. Societies
47
must decide, preferably through democratic processes, what development they want. This
thinking led to the concept of sustainable infrastructure.
Engineered sustainable infrastructure cycle
Sustainable infrastructure is provided to meet societies’ needs and deliver economic benefits
within the resources available in the environment. The ‘pillars’ of sustainable infrastructure are
not free standing, they are inter-dependent. This led to the development of a simple tool, the
Engineered Sustainable Infrastructure Cycle, ESIC, Figure 1, to assist civil engineers to
systematically design and deliver sustainable infrastructure services.
Figure 1: Engineered sustainable infrastructure cycle [1]
It is essential to enumerate the analyses in order to demonstrate in an impartial, apolitical and
transparent manner that the most sustainable solution has been selected. ESIC can be used at
any scale, from comparisons of improvements to an already selected optimal alternative,
through to decision making on broad global issues such as optimising land use through rain-fed
or irrigated food production.
Using ESIC
ESIC is used iteratively and applies engineering principles and enumeration at each step to
optimise the sustainability of infrastructure. After confirming the social needs, infrastructure to
meet those needs is engineered. Next economic sustainability, whether the infrastructure will
generate sufficient economic benefits to sustain it, is enumerated. If necessary, the economics
might be ‘engineered’ to achieve a satisfactory outcome, or alternative infrastructure may have
to be considered.
48
Then the environmental sustainability, whether the resources in the environment can sustain the
infrastructure, and whether the infrastructure proposed optimises conservation opportunities, is
examined, ‘engineered’ if possible to improve environmental sustainability, or alternative
infrastructure may have to be considered before an optimal outcome is achieved.
After a final check, ESIC makes it possible to demonstrate numerately that the most sustainable
alternative has been selected, and that it can be expected to sustain the infrastructure service to
meet societies’ needs in the future until wear and tear and changing demography make
rehabilitation, following a review by ESIC, necessary.
Engineering infrastructure standards to meet social needs
Currently people benefit from different standards of infrastructure. US citizens each have
400 gallons of water delivered daily to the taps in their houses. People in Ghana might have
5 gallons daily which they have to pump from a well as much as 100 metres from their house. In
a world engineered to be sustainable, the sustainability of which depends on global resources,
equitable and universal standards must be applied.
Quantitative risk assessment in dams [2], which delineates acceptable and unacceptable
standards for likely loss of life against the probability of failure, suggests that infrastructure
standards could also be risk-based. The standards of infrastructure provision could be
determined to limit likely loss of life or, stated more positively, to generate life expectancy to
universally acceptable standards. It should be noted that reducing deaths of babies and children
leads to a marked and rapid improvement in life expectancy. In countries with already high life
expectancy, infrastructure should at least maintain present life expectancy; new infrastructure
provisions should not increase the risk of premature death.
The challenge is to determine how much infrastructure people would need to achieve
acceptable life expectancy. While existing conditions would provide this data, the standards set
by the Millennium Development Goals should be followed for the time being, because when
they are achieved in 2025 they will have corrected the worst of today’s inequities.
Dams as sustainable infrastructure
A further challenge for dam professionals is to determine how much of the infrastructure should
be dam-based to achieve acceptable life expectancies by the most sustainable means.
Lempérière [3] examined the role of dams in sustainable development in the 21st century. He
noted that dams meet social needs for electricity, irrigation, water supply, flood mitigation,
navigation, recreation and aquaculture.
However, he has no means of assessing the extent of the needs for these infrastructure
services or enumerating the advantages and disadvantages of various dam-based options, or of
dam-based options against alternatives based on other infrastructure, nuclear power, for
example. ESIC, when developed, provides a rational means of addressing such issues. Here it
will be used to explore, qualitatively, a few aspects of the sustainability of dam-based
infrastructure and to suggest how improvements might be engineered.
49
Economic sustainability
Dams are capital intensive, and only in a few countries can they be constructed by businesses
alone without internal or external financial support. In poor countries, economic sustainability, in
the sense that the benefiting community can afford to pay for the operation, maintenance and
replacement of the infrastructure, often cannot be achieved because of the ‘funding gap’, the
years before the new infrastructure generates sufficient prosperity to make it possible for the
beneficiaries to pay for it.
It may be possible to ‘engineer’ outcomes to overcome this flaw. Investors from wealthy
countries, recognising that they are investing to generate economic growth, might accept
payment for the infrastructure service related to an indicator of economic growth such as GDP.
Growth rates of 15%, sometimes achieved in rapidly developing countries, would increase
income by sixteen times over a 20-year concession period.
Environmental sustainability
Dealing with environmental sustainability in the numerate, dispassionate and apolitical way that
ESIC requires is difficult because dam professionals are ill-equipped to distinguish between true
science and misinformation. The IPCC view of carbon emissions and climate change has
recently been questioned [4]. Available resources are disputed, as debates about oil reserves
show.
However, progress has been made in enumerating environmental factors, flood hydrology,
sedimentation and sediment flushing, for example. The enumeration of the impacts of dams on
flora and fauna can be addressed through the application of scientific principles. Such impacts
are not necessarily adverse because, as indicated by Figure 2, modulated flow conditions
downstream of a dam may create conditions favourable to a wider range of species than could
survive in the variable pre-dam conditions.
ESIC sustaining people, nature and our planet
Sustaining the lives and livelihoods of the nine billion people expected to populate the planet
from 2060, as well as conserving viable populations of flora, fauna and other living organisms,
all within the resources available in nature, will be accomplished only if supported by carefully
engineered sustainable infrastructure.
To meet this challenge, dam engineers and professionals, guided by ESIC, should analyse,
enumerate and deliver all aspects of dam-based infrastructure services. These will embrace, in
addition to technical issues, social issues, particularly rationalising the standards of
infrastructure services needed by the public; economic issues, particularly engineering
economic systems to deliver infrastructure to those most in need; and environmental and
conservation issues, recognising the many opportunities that reservoirs and catchments offer for
conservation and improving, where sustainably achievable, conditions downstream of dams.
Finally, they should interact more closely with the public, to understand their needs, maintain
their trust, and work with them to sustain lives and livelihoods and nature on our planet, at least
for the remaining nine billion years of its life!
50
Figure 2: Showing how species richness is influenced by degree of disturbance. Balancing
ponds downstream of hydro dams would maintain intermediate disturbance and
encourage high species richness [1] [3]
Literature
[1]
Bridle R.: Dams: setting a new standard for sustainability. Proceedings of ICE, Civil
Engineering 159, May 2006, Pages 21-25, Paper 14483
[2]
Brown A. J.; Gosden J.D.: Interim guide to quantitative risk assessment for UK reservoirs.
Thomas Telford, London, 2004.
[3]
Lempérière F.: The role of dams in the XXI century, achieving a sustainable development
target. International Journal on Hydropower & Dams, Volume 13, Issue 3, 2006.
[4]
Bellamy D.; Barrett J.: Climate stability: an inconvenient proof. Proceedings of ICE, Civil
Engineering 160, May 2007, Pages 66-72, Paper 14806
Author’s Name and Affiliation
Rodney Bridle
Consulting Civil Engineer
91B High Street
Amersham HP7 0DT
United Kingdom
rodney.bridle@damsafety.co.uk
51
Risk assessment of dams –
Recent developments in the United Kingdom
Risk Assessment für Talsperren – Neuere Entwicklungen im United
Kingdom
Alan Brown, John Gosden
Abstract
This paper describes developments in use of the Interim Guide to Quantitative Risk Assessment, which was launched at the European Conference on Dams in Canterbury, UK, in 2004.
Zusammenfassung
Dieser Beitrag beschreibt die Entwicklungen in der Nutzung des Vorläufigen Handbuchs für
Quantitatives Risk Assessment, welches im Jahre 2004 bei der European Conference on Dams
in Canterbury, England vorgestellt worden ist.
1
Introduction
Risk assessment (RA) is the process whereby decisions are made as to whether the level of
existing risk posed by a dam is tolerable or whether the risk needs to be reduced by some form
of intervention. This paper describes recent developments in RA in the United Kingdom.
2
Historical context
In 1982 recommendation number four of a House of Lords Select committee reviewing dam
safety in the UK was that “research should be carried out into the risks associated with
reservoirs and the methodology for quantitative risk assessment (QRA) and that in the light of
this research a wider spectrum of safety criteria should be introduced to take account of
different degrees of risk in individual reservoirs”.
A study into the feasibility of applying risk assessment methodology to reservoir safety in the UK
was carried out between 1983 and 1985 (1). This was followed by a feasibility study on a 20m
high 100 year old embankment dam retaining a 1 Mm³ reservoir and reported in Cullen (2), who
concluded that “in the light of present knowledge, PRA is not yet a suitable tool for inspection
work”.
In 2000 CIRIA Report C542 on risk management for UK reservoirs was published (3), but this
was a qualitative RA, with output limited to a score on a “Location-Cause-indicator” (LCI)
diagram and a qualitative “impact score”.
Also in 2000 the Flood Estimation Handbook (4) was issued. This gave an updated
methodology to estimate extreme rainfall, which were commonly greater than previous floods
and implied wholesale upgrading of spillways might be required. Defra therefore awarded a
research contract to determine if it was possible to compare the risk from floods with other
threats to dams. The conclusions from this research contract concluded that it was possible to
52
compare floods with other threats (5). The prototype system trialled in this research contract
was then developed into the Interim Guide to Quantitative Risk Assessment (QRA) which was
launched in 2004 (6). This includes an Excel spreadsheet, intended to encourage use of a
screening level QRA.
The ANCOLD Guidelines on risk assessment (7) were published prior to the UK Guide and
provided commentary on methods of QRA. The ICOLD Bulletin on RA (8) and “Risk and
uncertainty in dam safety” (9) were both published in parallel with the UK Guide. In contrast to
the Interim Guide, all of these are limited to principles only; rather than providing a proforma
sheets for calculations, together with a worked example.
3
Interim Guide to Quantitative Risk Assessment, 2004
This guide was launched at the last European conference, some three years ago. Since then
application of the Guide has identified a number of areas for improvement. Supplement No 1
was issued in June 2006 on the Defra website along with the draft Guide to Emergency
Planning, providing extended guidance on the estimation of the consequences of failure. An
article in Dams and Reservoirs in April 2007 identified the need for extended guidance on the
Condition Score used to estimate the annual probability of failure due to internal threats,
examples of such guidance being included in the article (10).
4
Application to date of QRA
4.1
Application to individual reservoirs
A number of major dam owners are using QRA, as summarised in Table 1. Application to a 4m
high dam as part of a ten yearly safety review led to reduced spillway upgrading works, limited
to removing obstructions on the crest and thus a greater length which could be overtopped
rather than a major new spillway under the public highway which runs along the dam crest. The
authors now use the consequence element of the QRA routinely during reservoir safety
inspections to provide a rapid estimate of likely loss of life and thus the Consequence Class of
the dam. This is then used to inform evaluation of the design flood, and the general adequacy
of the dam.
A survey in late 2005, after a year of use, showed that half of Inspecting Engineers, those
accredited to carry out periodic safety reviews under UK legislation, had used the Interim Guide
for Inspections and a further 26% in some other context. Only three respondents had used the
ALARP approach to determine upgrading works. In terms of promoting use of the Interim Guide
as part of a Section 10 Inspection 56% had a strong or slight preference for this, 11% were
neutral and the remaining 33% would not promote its use as part of a Section 10 Inspection.
Comments generally supported the principle of QRA, but included a “note on client resistance”,
and the wish for “a simple non computer based system”.
Table 1: Examples of application of QRA by major reservoir owners in the United Kingdom
53
Owner
4.2
Use of QRA
1
Portfolio risk assessment of all embankment dams (100+), with annual probability of
failure (APF) due to internal erosion and slope instability (internal threats) based on
Foster and Fell (14). Sensitivity studies included comparison of the three alternative
methods of estimation of APF by three different methods (15)
2
Interim Guide used as part of ten yearly Inspections to test and thus provide a robust
case for mandatory safety improvement works
3
Interim Guide used to probe understanding of modes of failure, and thus improve
targeting of surveillance monitoring
4
Portfolio risk assessment of all embankment dams (100+), using the Interim Guide
5
Used the QRA output as a basis for “as low as reasonably practicable” calculations,
showing that major strengthening works were disproportionate in cost to the
reduction in risk achieved, which led to the adoption of more limited risk reduction
works
Use for Portfolio Risk Assessment
Two major water companies have used Quantitative risk assessment to build up a portfolio risk
assessment on all of the embankment dams owned by the company, numbering over 100 in
each case, one using the Interim Guide and the other, prior to issue of the Guide using different
methodology.. The scoring of current condition of the dam is carried out by interviews of the
project team with the Supervising Engineer for the individual dam. Benefits to date include
a)
The interview process has proved invaluable to both the Supervising Engineers and those
carrying out the QRA in probing knowledge of the dam, and understanding and recording
potential mechanism of failure
b)
The QRA output from this project has identified that the consequence class of some dams
needs upgrading.
c)
the identification of “quick-fix” items which lead to an appreciable reduction in risk for
modest cost
d)
quantification of risk, and identification of which dams have the greatest risk of failure.
As well as the benefits listed above it is anticipated that the QRA will in due course assist in
formulating capital investment programmes, and in securing Ofwat approval of such
programmes
4.3
Summary of feedback to date
As might be expected publication of the Interim Guide has encountered a wide range of opinion
within the UK dam industry. In terms of ease of the Excel spreadsheet included with the Guide,
some have found this straightforward to use, taking typically two days to compete a QRA, whilst
54
others, less familiar with Excel, have been unable to use it. In terms of its strategic value, some
see the major benefits that QRA has in a proportionate approach to risk management and that
the Interim Guide is a useful tool to assist in these judgments. Conversely others consider that
RA is still too uncertain and prefer a more traditional prescriptive engineering standards
approach.
5
Other applications for QRA on dams
5.1
Comparison of risk from dams with other flood risk
The quantification of risk provided by QRA allows comparison of the flood risk from dams with
other forms of flooding. The loss of life in some historic dam failures, and fluvial and coastal
flood events, in the UK are shown in Table 2. The data from the historic fluvial and coastal
events are plotted on a FN chart in Figure 1, together with the estimated fatalities in the event of
dam failure from the pilot study of risk from dams carried out for a major dam owner. It can be
seen that the risk from fluvial floods is similar to that from dam failure, in that although a dam
failure is likely to kill 100 more people than fluvial floods, the annual probability is 100 times
less, such that the risk is similar.
Table 2: Loss of life in some major floods In the United Kingdom
Year
Source of
flooding
Location
Annual chance
Number of
properties
flooded
Loss of
life
2005
Fluvial
Carlisle
1 in 185
1800
3
2000
Fluvial
Widespread
Commonly 1 in 15
9000
0
1998
Fluvial
Widespread at
Easter
1 in 150 to 1 in 50
Not avail.
5
1953
Coastal
East coast
1 in 500
24,000
307
1952
Fluvial
Lynmouth
1 in 750
165
34
1925
Dam failure
Skelmorlie
Not avail.
Not avail.
5
1925
Dam failure
Eigau/ Coedty
Not avail.
Not avail.
16
1912
Fluvial
Norwich
1 in 800
1200
4
1864
Dam failure
Dale Dyke
Not avail.
Not avail.
250
1852
Dam failure
Bilberry
Not avail.
Not avail.
81
55
Figure 1 : Comparison of risk from various forms of flooding (UK data)
It is also noted that the risk from coastal flooding is in general significantly greater than the risk
from either fluvial floods or dam failure. For example dam embankments are designed to pass
the Probable Maximum Flood (say 1 in a million annual probability) safely. However, coastal
defences in UK are generally designed only to retain a 1 in 200 chance per year (0.5 % annual
probability) costal flood event and are not specifically designed for overtopping and are
therefore likely to fail in say a 1 in 1000 chance (0.1 % annual probability) flood. When other
threats are considered the annual probability of failure of dams increases, as shown on Figure
1, such that the annual probability of failure dams is typically 100 times lower than that of
coastal defences. The loss of life in the event of failure is similar in both cases, so the risk from
the coastal defences is 1000 times higher than the dam embankment.
A similar approach can be adopted to compare the risk from dam failure with other high hazard
industries. This is invaluable in applying a proportionate approach to risk management.
5.2
Use of Consequence estimate to determine level of risk management measures
The consequences of failure of a dam have been used to determine both the design standard
for floods in UK (11), and the frequency of surveillance in Australia (12). These were estimated
by judgment. The Interim Guide provides an improved and auditable quantitative estimate of
consequences, typically taking a day to complete.
In UK the Water Act 2003 provides a discretionary power for the Secretary of State to require
dam owners to prepare flood (emergency) plans. The exact requirements for flood plans, and
which dams will be required to have such plans is still under development, with an informal
public consultation having been carried out in July 2006 (13). One of the options is to use
Consequence Class, as determined from a QRA, as the basis for which dams require a flood
plan, and the level of detail of such a plan. The range of likely loss of life of four orders of
magnitude would logically be reflected in a similar range of level of detail (and thus cost) for
flood plans.
56
6
Discussion : Benefits and limitations of QRA
Adoption of QRA has a number of significant advantages, including
a)
explicit consideration of modes of failure
b)
change in thinking from elastic design (e.g. spillway should pass the Probable Maximum
Flood plus have a freeboard for wave run-up) to plastic design where the margins of safety
against failure are explicitly considered (e.g. the dam should be capable of passing some
factor on the probable maximum flood without failing)
c)
estimates of annual probability of failure, and consequences of failure (and thus risk), which
can be used to assess when the cost of additional risk management measures is
proportionate to the reduction in risk achieved
In terms of limitations of QRA there are still significant uncertainties in assigning both annual
probabilities and estimating consequences of failure, but these should reduce with time provided research funding is directed at reducing the greatest uncertainties.
It should also be emphasised that QRA is a tool to aid judgment, and that decisions on dam
safety also need to take into account other factors. Nevertheless the advantages are considered
to significantly outweigh the limitations.
7
Conclusions
Publication of the Interim Guide to Quantitative Risk Assessment in 2005 has engendered a
varied response from the UK dam industry, ranging from strong support and application to the
view that RA is too uncertain to be of value. This has also focussed attention on the level of risk
management, and how a proportionate cost should be evaluated. On balance the benefits of
QRA outweigh the limitations, such that the Interim Guide should be improved in the light of
experience of its application and taken forward into a definitive Guide to QRA.
Literature
[1]
[2]
SRD (1985) A feasibility study into probabilistic risk assessment for reservoirs. Water
Research Centre External Report no ER 188E, Swindon.
Cullen (1990) Risk assessment of earth dam reservoirs (SAC 9790). Report No DoE
0002-SW/3, DOE reference no :PECD 7/7/191. Water Research Centre, Swindon. 69pp
[3]
Hughes et al (2000) Risk management for UK reservoirs CIRIA Report NoC542. 213pp.
[4]
Centre for Ecology and Hydrology (2000) Flood Estimation Handbook
[5]
KBR (2002) Research Report on Contract : Reservoir safety – Floods and Reservoir
safety Integration. In 3 volumes. Available on Defra website
www.defra.gov.uk/environment/water/rs/index.htm
[6]
BROWN A J and GOSDEN J D (2004) Interim Guide to Quantitative Risk assessment for
UK Reservoirs. Thomas Telford. 161pp. Supplement No 1 produced in June 2006, and
available on Defra website.
[7]
ANCOLD (2003) Guidelines on Risk assessment. October. 157pp excl appendices
57
[8]
ICOLD (2005) Risk assessment in dam safety management. Bulletin
[9]
HARTFORD DND and BAECHER GB (2004) Risk and uncertainty in dam safety. Thomas
Telford. 391pp
[10] Brown and Peters A (2007) Update on the use of the Interim guide to Quantitative Risk
Assessment. Dams and Reservoirs. 17(1). Pp19-24
[11] Floods and Reservoir safety (1978) Institution of Civil Engineers. (subsequently updated
with 3rd edition published in 1996)
[12] ANCOLD (2003) Guidelines on dam safety management. August. 52pp excl appendices
[13] Jacobs (2006) Draft Engineering Guide to Emergency Planning for UK reservoirs.
Available on Defra website www.defra.gov.uk/environment/water/rs/index.htm
[14] Foster M, Fell R and Spannagle (1998) Risk assessment - estimating the probability of
failure of embankment dams by piping. ANCOLD 98 Conference on dams. 11pp plus
4page supplement giving example of application of the UNSW method. Repeated in A
method for assessing the relative likelihood of failure of embankment dams by piping.
Canadian Geotechnical Journal. 2000, Vol. 37 No 5. PP1025-1061
[15] Eddleston M and Carter IC, 2006, Comparison of methods used to determine the
probability of failure due to internal erosion in embankment dams. BDS conf. pp154-164
Alan J Brown
Jacobs
Thorncroft Manor
Dorking Road
Leatherhead
Surrey KT22 8JB
Alan.J.Brown@Jacobs.com
John Gosden
Jacobs
Simpson House
6 Cherry Orchard Road
Croydon
Surrey CR9 6BE
John.Gosden@Jacobs.com
It is acknowledged that some of the work described in this article has been funded by Defra, the
government department responsible for the overall management of reservoir safety in England
(www.defra.gov.uk/environment). It is noted the Quantitative Risk Assessment Guidelines,
recently prepared under a Defra contract for reservoirs in the UK, is currently only a consultation
document and should not be taken a representing official UK policy on such matters.
58
Construction of the first Cut-off Wall by a Low Headroom
Trench Cutter inside a Dam Tunnel in China
Herstellung der ersten Dichtwand mit einer Spezialschlitzwandfräse in
einem Dammtunnel in China
Wolfgang G. Brunner, Arthur Bi, William Chang, Dunfeng Zong
Abstract
In Sichuan province the 240 MW Yeleh hydroelectric plant is constructed by Sichuan Nanya
River Basin Hydraulic Power Development Co. Ltd and China Gezhou Ba Water & Power Group
Co. Ltd. The specialist contractor Foundation Engineering Company of China Water Resource
and Hydropower was awarded the foundation treatment at the right bank, including construction
of a concrete cut-off wall inside the dam tunnel using a BAUER Low Headroom Cutter using the
overlap cutter joint.
Zusammenfassung
In der Sichuan Provinz wird das 240 MW Yeleh Wasserkraftwerk von Sichuan Nanya River
Basin Hydraulic Power Development Co. Ltd und China Gezhou Ba Water & Power Group Co.
Ltd. gebaut. Die Firma Foundation Engineering Company of China Water Resource and
Hydropower erhielt den Auftrag für die rechtsseitige Gründung einschließlich der Ausführung
einer Betondichtwand mit überfrästen Fugen, die in dem Dammtunnel mit Hilfe einer BAUER
Schlitzwandfräse mit niedriger Bauhöhe ausgeführt wurde.
1
Introduction
In the South of Sichuan province the 240 MW Yeleh hydroelectric plant is constructed by
Sichuan Nanya River Basin Hydraulic Power Development Company Limited, a state-owned
enterprise, and China Gezhou Ba Water & Power Group Company Limited. This project sets out
to develop the mountain cascade of the river Nanya, a tributary of the river Dadu, to provide
superior electricity and adjust flood peak and frequency. The project is located in a high seismic
zone (design intensity VIII) and represents with its 125.5 m high dam the highest rock/soil fill
dam with an asphalt concrete core in Asia. Grout curtains and cut-off walls are designed as a
combined system. The specialist contractor Foundation Engineering Company of China Water
Resource and Hydropower (FEC) was awarded the contract YL/C I, foundation treatment at the
right bank, which included the construction of a 75 m deep and 1 m thick concrete cut-off wall
(COW) inside a 6.0 m wide x 6.5 m high tunnel. The requirement for 19 317 m3 cut-off wall to
be constructed in permeable and very dense gravel, cobble and boulder formations and a
demanding project programme led FEC to adopt the BAUER Low Headroom Trench Cutter
CBC25/MBC30 in conjunction with the overlap cutter joint (OCJ). Due to the cutter technique,
the construction of watertight joints is now much easier and much more effective than with the
conventional rope grab method. The use of the cutter is essential for the formation of the joints
between panels. A secondary panel is formed between two previously completed -concreted-
59
primary panels, usually a single cut. The cut-back or overlap between primary and secondary
panels is generally 300 mm. Joints produced in this manner are watertight, because they
consist of a serrated surface resulting from the formation of grooves cut into the concrete of the
primary panels by cutter wheels. The advantages offered by the cutter over the other available
systems include a consistently high output, an extremely high degree of verticality control as it is
equipped with electronic inclinometers and its position adjusted with the help of hydraulically
operated steering plates, watertight joints and the ability to cut through even the hardest
boulders and also key into bedrock if required.
2
General
Earth dams must be safe against overtopping, their slopes must be stable under all conditions,
their foundations must not be overstressed, and they must be safe against internal erosion and
water forces and pressures. A large percentage of earth dam failures reported by Justin (1936)
and Sherard et al. (1963) likewise were seepage failures. As such the formation of an effective
water barrier beneath dams is one of the most important tasks in building dams.
The oldest method of installing a barrier beneath is the grouted cut-off technique. A complete
positive grouted cut-off is often difficult and costly to attain. As a result of this problem,
alternative processes have been developed during which soil is excavated and the resulting
voids backfilled by a barrier material of well defined properties, e.g. concrete or cementbentonite mix. The most important method for constructing a positive cut-off wall is the use of
slurry trench, diaphragm wall technology. A case history of a 75 m deep concrete cut-off wall
for a big rock/soil-fill dam in Sichuan illustrates the possibilities for constructing cut-off walls
inside an extremely limited working space, a 6.0 m x 6.5 m tunnel, with the latest technology
Bauer low headroom cutter CBC25/MBC30.
3
Project Data
3.1
Scope of Works for Construction of the right Bank Cut-off wall inside the Tunnel
Due to high rock level encountered near the ground surface on the left bank, a conventional
grout curtain was executed. On the right bank a cut-off wall was executed from the surface and
inside the 6.0 m x 6.5 m tunnel. The excavated volume for the Yeleh cut-off wall was 19 317 m3
(whereas out of this quantity 6 284 m3 were excavated by Wu-Ka-S rigs, a local percussion rig,
and 13 033 m3 by the BAUER low head room cutter CBC25/MBC30). The strength of the cut-off
wall concrete is 35 MPa. The wall measures 302 m in length with a width of 1000 mm, a depth
of 60.95 - 77.95 m and consists of 68 panels. The verticality requirement is 1:200.
3.2
Site Geology
At the location of Yeleh hydropower station, the valley is wide and asymmetric with exposed
Quartz-Feldspar rock face on the left bank and more than 200 m thick alluvium and lake deposit
on the right bank.
Soil type estimated in % on the right bank:
60
5 % Quartz, Feldspar and Basalt boulders (200 mm above), 35 % Quartz, Feldspar and
Basalt cobbles (60 - 200 mm), 20 % gravel (2 - 60 mm), 40 % sand and silt (< 2 mm). The
strength of boulders and cobbles was not tested but estimated with 100 - 160 MPa.
4
Main Equipment for the Construction of the Cut-off Wall
4.1
General
For constructing diaphragm walls, several systems and types of equipment are available. The
selection of an appropriate equipment setup for constructing a diaphragm wall project is a key
decision in the planning phase that will significantly govern the technical and economical
success of the works. Specific characteristics of excavation equipment and the main reasons
for selecting them for the use on Yeleh hydropower station are described.
4.2
Local Percussion Rig Wu-Ka-S
The local made Wu-Ka-S rigs, due to their good mobility but slow performance, ventilation,
noise and excessive concrete over-break problems, were used at beginning stage for the
execution of the river bed and left bank cut-off walls but thoroughly moved out after cutter
started cutting work on site.
4.3
Custom made BAUER Low Headroom Cutter CBC25/MBC30
The trench cutter is a hydraulic operated machine, which works on the principle of reverse
circulation. During the cutting process, soil and rock directly beneath the diaphragm walling is
continuously loosened by two powerful cutter wheels rotating in opposite direction, broken down
into smaller fragments, mixed with the stabilizing slurry in the trench and moved towards the
suction intake. A centrifugal pump mounted on top of the suction box pumps the spoil enriched
slurry to the regenerating plant, where the soil fractions and rock cuttings are removed from the
bentonite slurry by a system of vibrating screens and cyclones. The regenerated clean slurry is
then returned to the trench. Built into the cutter is an electronic inclinometer, which measures
the cutter's verticality deviation in two directions. The deviation is continuously displayed both in
degrees and in centimetres on the B-Tronic monitor inside the operator's cabin]. If the cutter
deviates from its vertical axis, its position can be adjusted with the help of the hydraulically
operated steering plates.
For Yeleh hydropower station a custom made BAUER Low Headroom Cutter CBC25/MBC30
was selected. It has a weight of about 25 ton, working height 5.3 m and is mounted on a
specially designed hydraulic base carrier BS 100B and directly powered from the 420 kW
engine installed in the base machine (Figure 1) [1]. The main reasons for selecting the Low
Headroom Trench Cutter were that the 75 m deep cut-off wall has to be constructed inside a 6.0
m wide x 6.5 m high tunnel, dense gravel and cobble layer encountered, almost vibration free
during cutting process, demanding project programme and requirement of strict verticality with
water tight wall joints.
4.4
Mud Plant
The bentonite slurry is continuously recycled and passed through desanding units type Bauer
BE 500, where it is cleaned, regenerated and then returned into the trench. The units comprise
61
coarse vibrating screens, hydro-cyclones and fine dewatering screens. After the cutter itself the
mud plant is the second most important component in the cutter
technology. Throughput and desanding capacity have to be closely matched with the soil and
the cutter performance.
Figure 1: Bauer Low Headroom Trench Cutter [1]
Figure 2: Overlap Cutter Joint [2]
62
5
Construction of the Cut-off Wall
5.1
Construction Sequence
The cut-off wall is constructed as a series of primary and secondary panels:
0.30m Overcut on each side!
Concreted
Primary Panel
Excavation Sequence
Soil 2.20m
Concreted
Primary Panel
0.30m Overcut on each side!
1. Primary Panel
3. Soil
2. Primary Panel
2800
1200
2800
6800
Concreted
Primary Panel
Concreted
Primary Panel
Excavated
Secondary Panel
2.80m
Concreted
Secondary Panel
Concreted
Primary Panel
Concreted
Primary Panel
2800
Figure 3: Typical primary panel layout and typical secondary panel [3]
5.2
Wall Joints as Overlap Cutter Joint
The use of the cutter is also essential for the formation of the joints between panels. A
secondary panel is formed between two previously completed primary panels, usually as single
or three cuts. As the cutter descends it encroaches on the adjacent primary panels and thereby
cuts back a fillet from each end of the previously concreted primary panels. The cut-back or
overlap between primary and secondary panel is 300 mm required by the specifications (Figure
2 and 3) [2,3]. Joints produced in this manner are watertight, because they consist of a serrated
surface resulting from the formation of grooves cut into the concrete of the primary panels by
cutter wheels. The advantages offered by the cutter over the other available systems include a
consistently high output, an extremely high degree of verticality control as it is equipped with
electronic inclinometers and its position adjusted with the help of hydraulically operated steering
plates, watertight joints and the ability to cut through even the hardest boulders and also key
into bedrock if required.
6
Conclusion
The construction of the concrete cut-off wall at the Yeleh hydropower station is a very recent
and impressive case that proves the technical and economic feasibility of the diaphragm walling
technology for making a watertight cut-off wall more than 75 m deep even in very limited space,
a 6.0 m x 6.5 m tunnel. It also shows quite clearly that such a task can only be performed when
utilizing not only advanced technologies and when planning the works on the basis of selecting
the feasible excavation equipment. This paper is presented to offer a case experience related to
a deep concrete cut-off walling in dense gravel/cobble layer using a custom made Bauer low
headroom trench cutter CBC25/MBC30 in conjunction with cutter overlap joint and believe it will
serve as an important reference, and be helpful for the future projects in similar circumstances.
63
Literature
[1]
Wolfgang G. Brunner, Artur Bi, William Chang, Dunfeng Zong, Hydro 2005 Villach, Austria
Wolfgang G. Brunner
BAUER Maschinen GmbH
Marketing Director
P.O. Box 1260
D-86522 Schrobenhausen
Germany
Wolfgang.Brunner@bauer.de
Artur Bi and William Chang
Bauer Technologies Taiwan Lt.
Taipei, Taiwan
Dunfeng Zong
Foundation Engineering Company of China Water Resources and Hydropower
Beijing
China
64
Towards a probabilistic assessment of structural safety of
gravity dams
Über eine Wahrscheinlichkeitsbewertung der strukturellen Sicherheit von
Schwergewichtsmauern
Claudio Carvajal, Laurent Peyras, Jean-Pierre Bécue, Caroline Varon, Claude Bacconnet,
Delphine Clergue, Daniel Boissier
Abstract
The aim of this paper is to develop a reliability-based analysis method for structural stability of
gravity dams. Methodologies are proposed for probabilistic assessment of hydraulic loads and
shear strengths. Reliability Methods (FORM and Monte Carlo simulations) are used to assess
cracking and shearing limit states. The procedure is illustrated on the example of a RCC gravity
dam.
Zusammenfassung
Das Ziel dieses Beitrages ist es, eine zuverlässigkeitsbegründete Analysemethode für die
strukturelle Sicherheit von Schwergewichtsmauern zu entwickeln Dabei werden Verfahren für
die Wahrscheinlichkeitsbewertung der hydraulischen Lasten und der Scherfestigkeiten vorgeschlagen. Es werden Zuverlässigkeitsmethoden (FORM und Monte-Carlo Simulation) verwendet, um die Grenzzustände für das Aufreißen und das Abscheren zu bestimmen. Das Verfahren
wird beispielhaft an einer RCC-Schwergewichtsmauer gezeigt.
1
Introduction
Dam structural safety is currently assessed in a deterministic context which is not easy to marry
with a risk analysis format. Since 2006, semi-probabilistic safety assessment, inspired in
Eurocodes, is beginning to be implemented in French recommendations for gravity dams [1].
The aim of this paper is to develop a reliability-based analysis method for structural stability of
gravity dams. In this context, safety assessment is expressed as a limit state failure probability
which could provide a more realistic risk analysis. This paper proposes methodologies for
probabilistic assessment of hydraulic loads and shear strengths. The reliability analysis are
finally illustrated on the example of a RCC gravity dam.
2
Loads
Seismic and hydraulic loads are often evaluated in a probabilistic context, associated to a recurrence period. This chapter focuses on hydraulics loads.
2.1
Hydraulic loads
A simple approach consists in modeling flood-level distribution by a probability law. This paper
adds two mains sophistications. The first one accounts for the variability of the Headwater Level
65
HL at the beginning of flood events. The second one uses a model for flood frequency estimation, based on a stochastic model for generating hourly rainfall.
Initial Headwater Level (HL)
The variability of HL at the beginning of flood events is taken into account by a statistical
analysis of measures coming from HL monitoring. Then, a probability law can be adjusted to the
empirical distribution obtained for HL. This analysis could be made also by seasons.
This methodology is interesting in the case of dams where the HL is currently lower than the
retention water level.
Flood frequency estimation by SHYPRE
The Simulated HYdrographs for flood PRobability Estimation (SHYPRE) method uses observed
values to describe hydrological phenomena and successfully reproduces observed-values
statistics. SHYPRE combines a stochastic model for generating hourly rainfall with a model that
transforms rainfall runoff into discharge. More details of SHYPRE can be found in the reference
[2].
Simulation methodology
First, the rainfall events are generated by SHYPRE for each simulated year (or season). Each
rainfall event is associated with an initial HL generated by Monte Carlo simulations. Next, flood
levels are evaluated taking into account the capacity of spillways. Then, a long period can be
simulated by this way.
Finally, a frequency distribution can be evaluated for maximum flood level population obtained
from simulations. Shape of this distribution is strongly affected by spillway configurations.
2.2
Seismic loads
In this paper, probabilistic assessment for seismic loads is made by a simple approach which
consists in using a probability law for representing recurrence of a seismic coefficient used in a
pseudo-static analysis.
3
Strengths
3.1
RCC
This paper concerns the body of gravity dams. Between strength parameters used in structural
stability of gravity dams, the shear strength parameters are not frequently evaluated by
laboratory or field tests. Then, a Probability Density Function PDF for this parameters cannot be
accurately evaluated from a statistical analysis.
For a RCC gravity dam, vertical variability can be evaluated for compressive and tensile tests.
Besides, vertical and horizontal variability of RCC dam can be evaluated from gammadensimeter measures.
This chapter proposes a methodology based on an intrinsic curve formula for evaluating variability of shear parameters.
66
Intrinsic curve formula
Many models are available for shear strength of gravity dams: linear, bilinear, parabolic,
hyperbolic and more sophisticated models. A parabolic model (Figure 1), Eq.(1), is used in this
paper because it is defined by parameters that are regularly evaluated by means of experimental tests:
W
>f
C
(V k f C ) 1 2 k 2 k 2 k
@
1
2
§
·
1
¨¨1 ¸¸
6

exp(
)
V
©
¹
(1)
Figure 1: Intrinsic curve – adjusted parabolic shape
Where W is the shear strength, ı is the normal stress, fc and ft are compressive and tensile
strength, k is the quotient ft/fc. The term in parenthesis (located outside square root) is an
adjustment function obtained by comparison with experimental test results presented in [2].
Cohesion, c, is evaluated from Eq.(1) with ı equal 0. Angle of internal friction, ĳ, is obtained
from Eq.(1) according to normal stresses in the cross-section analyzed.
Probability Density Function PDF for shear strengths
According to data available, the proposed methodology is summarized here below:
In the case of existing dams, the first step consists in getting a population of couples fc, ft
measured by experimental tests. Then, c and ĳ are evaluated for each couple fc, ft using the
Eq.(1). Finally, joint PDF is obtained for c and ĳ by statistical fitting.
In the case of dams at the design stage, the experience feedback makes it possible to
appreciate the order of magnitude of the variability of fc and ft. A joint PDF can then be allotted
for these strengths. However, a PDF for c and ĳ cannot be obtained by an analytical way from
expression proposed for the intrinsic curve. The solution that we propose is based on Monte
Carlo simulations. A population of couples fc, ft can be generated by numerical simulation
according to PDF selected for fc and ft.
Similarly to the case of existing dams, c and ĳ are evaluated for any couple fc, ft using the
intrinsic curve formula, Eq.(1). Finally, joint PDF is obtained for c and ĳ by statistical fitting.
67
This methodology should not be used to predict the shear strength with high precision, but it
provides an appropriate evaluation for the variability of shear strength parameters.
4
Reliability analysis
Reliability analysis are settled in a format which is compatible with risk analysis. This chapter
briefly presents the probabilistic context and methods used in reliability analysis. These
methods are illustrated on the example concerning the body of a RCC gravity dam.
4.1
Probabilistic context
This context may be defined in according with a random experiment E. In this study, E is related
to the failure probability to cracking and shearing limit state of the gravity dam considered. E
may be referred to a time period and to a critical cross-section of dam.
The considered limit state is described by a failure function (G), depending on basic random
variables (xi) and deterministic parameters which determine strengths and applied loads. If X is
the vector containing basic random variables, the failure domain is defined by G(X)<0. The
failure probability Pf can be evaluated by Eq.(2):
Pf
³
G ( X )d0
f ( x1 , , x n )dx1 , , dx n
(2)
Where f(X) represents the joint PDF of X.
In the case of gravity dams, Eq.(2) cannot be solved analytically. First Order Reliability Method
FORM and Monte Carlo Simulations MCS are used to evaluate Pf:
- FORM starts with a transformation of the base random variables into a normal probability
space. Then, it is defined the design point (p*) as the point on the failure surface having the
minimum distance (ȕ) to the origin of this normal probability space. A linearization at the design
point provides an approximate value of the failure probability:
Pf = ĭ(-ȕ)
(3)
Where ĭ( ) is the cumulative standard normal distribution.
- Retained MCS method consists in simulating outcomes for X, to introduce it in the failure
function and to count the failures obtained.
4.1
Example for a RCC gravity dam
Failure function and base random variables
Failure functions is represented in this study by the following classical expression:
G : ( c L + N tan(ĳ) ) – T
(4)
Where T, N are the forces acting parallel and normal to the surface under analysis; and L is the
length of the contact surface evaluated by an iterative calculation according to non-cracking
condition (ı’N>-ft).
The base random variables considered are presented in (Table 1). The time-evolution of
strengths is not taken into account in this example.
68
Table 1: Base random variables
Random variable
Probability law
Parameters
av: average; sd: standard deviation
Compressive strength, fc
Normal, truncated at 0
av : 10 [MPa] ; sd : 1 [MPa]
Tensile strength, ft
Normal, truncated at 0
av : 0,6 [MPa] ; sd : 0,20 [MPa]
Cohesion, c
(*) Normal, truncated at 0
av : 1,3 [MPa] ; sd : 0,25 [MPa]
Coefficient of internal friction, Tan(ĳ)
(*) Normal
av : 1,05 ; sd : 0,07
Flood level, FL
Gumbel [4]
av : 32 [m] ; sd : 1,22 [m]
Seismic coefficient, Acc
Pareto [4]
a : 0,0097 (scale factor)
p : -0,1226 (shape factor)
(*) Obtained according to methodology presented in para.3.
Deterministic analysis
Geometrical features of the studied dam were obtained following the recommendation of the
French Committee of Dams and Reservoirs. It reaches a height above ground level of 40 m,
with crest and base thickness of 4 m and 26 m respectively.
Hydraulics loads are defined by a retention and maximum water level of 32 m and 38 m
respectively. Seismic loads are estimated by a pseudo-static analysis, where the hydrodynamic
pressures are evaluated according to Westergaard’s model.
Probabilistic analysis
In this example, MCS and FORM analysis provide a Pf lower than 1E-7 for shearing limit state.
Pf obtained for cracking are 6,4E-5 and 7,0E-5 by MCS and FORM analysis respectively. For
shearing coupled with cracking limit states, the Pf obtained by MCS and FORM analysis are
1,0E-5 and 9,2E-6 respectively.
(Figure 2) shows the influence of each random variable on Pf obtained for the limit-states
analyzed. It highlights the main variables requiring a special attention in risk analysis.
5
Conclusion
This paper shows the first results of a thesis inserted in the framework of quantitative riskanalysis of dams.
The paper is centered on the case of gravity dams, where it is highlighted the difficulty in
evaluating the variability of parameters required in stability analysis. A methodology based on a
intrinsic curve formula is proposed to evaluate the variability of shear strengths.
For hydraulic loads, flood frequency estimation is based on a stochastic model for generating
hourly rainfall. The analysis considers a flood assessment according to the reservoir level at the
beginning of flood events.
Reliability Methods (FORM and Monte Carlo simulations) are used in this paper to assess
cracking and shearing limit states. Probability failure obtained can be used in risk analysis.
Research continues on the characterization of the spatial and temporal variability of the strength
parameters in the body of dam, in the zone of contact with the foundation and inside this one.
69
Figure 2: Sensitivity factors
Literature
[1]
Peyras, L.; Kovarik, J-N.; Royet, P.: Vers l’adaptation aux Eurocodes de la justification
des barrages-poids. Revue européenne de génie civil 10, Issue 1, p. 83-109, 2006.
[2]
Arnaud, P.; Lavabre, J.: A stochastic model of hourly rainfall with rainfall-runoff
transformation for predicting flood frequency. Revue des sciences de l’eau 13, Issue 4, p.
431-452, 2000.
[3]
Dolen, T.; Tayabji, S.: Bond Strength of Roller Compacted Concrete. Roller Compacted
Concrete II, ASCE. p. 170-186, 1988.
[4]
Tekie, P.; Ellingwood, B.: Perspectives on probabilistic risk assessment of concrete
gravity dams. 9th ICASP. p. 1725-1732, 2003.
Claudio Carvajal, Ph.D. student, Jean-Pierre Bécue, Engineering Department Deputy Director
Caroline Varon, Project engineer
Safege Consulting Engineering
Parc de l'Ile, 15-27 rue du Port
Nanterre, 92022, France
claudioandres.carvajalmoncada@safege.fr
jean-pierre.becue@safege.fr
caroline.varon@safege.fr
Laurent Peyras, Ph.D.
Delphine Clergue, Engineer
Cemagref, government agency
3275 route de Cézanne – CS 40061
Aix en Provence, 13182 France
laurent.peyras@cemagref.fr
delphine.clergue@cemagref.fr
Daniel Boissier, Ph.D.
Claude Bacconnet, Ph.D.
LGC, Laboratoire Génie Civil, Université Blaise Pascal
24, avenue des Landais – BP 206
Aubière, 63174, France
daniel.boissier@cust.univ-bpclermont.fr
bacconne@cust.univ-bpclermont.fr
70
Die Edertalsperre im Spannungsfeld der Nutzungsinteressen
Management of the Eder Reservoir regarding different interests
Jiri Cemus, Dana Halbe
Abstract
Originally built in the beginning of the 20th century in order to supply water for the midland
canal, to regulate water levels for shipping on the river Weser and as flood protection and to
generate hydroelectric power, the Eder dam and its reservoir with its about 199 million m³ water
nowadays is a fascinating recreational and fishing area. Thus, additionally to the main requirements, managing the reservoir needs considering many more aspects: e.g. maximum daily fall
of water level in spring to protect spawn, high water level to support water sports and tourism.
Therefore, a sensitive strategy with daily checks is necessary to successfully meet these
requirements.
Zusammenfassung
Seit Errichtung der Edertalsperre sind neben den ursprünglichen Zwecken, wie beispielsweise
Unterstützung der Schifffahrt und Hochwasserschutz weitere Nutzungen hinzugekommen. So
zählt heute vor allem der Tourismus an der Talsperre selbst zu den Hauptnutznießern des
Baus. Alle Nutzer stellen an die Bewirtschaftung unterschiedliche Ansprüche, die sich teils
deutlich widersprechen und bei der Bewirtschaftung viel Sensibilität erfordern.
1
Allgemein
Die Edertalsperre ist Deutschlands drittgrößte Talsperre. Sie fasst ein Volumen von rund 199
Mio. m3. Die Errichtung der Staumauer in den Jahren 1908 bis 1914 ist eng verbunden mit der
Herstellung des Mittellandkanals von Bergeshövede bis Hannover ab 1906. Über das gesamte
Jahr gesehen musste ausreichend Speisungswasser für den Kanal zu Verfügung gestellt
werden. Dieses sollte aus der Weser entnommen werden. Allerdings hätte dies in den
Sommermonaten zur Folge gehabt, dass der verbleibende Abfluss der Weser zu gering für die
Schifffahrt geworden wäre. Daher wurde ein Konzept entwickelt, über die Oberweser Wasser
aus zwei Talsperren (Edertalsperre und Diemeltalsperre) in den Mittellandkanal zu leiten. Diese
Lösung bot zusätzlich den Vorteil, in Niedrigwasserzeiten die Schifffahrt der Oberweser durch
Zuschusswasser zu unterstützen. Gleichzeitig konnte die Hochwassergefahr an Eder, Fulda
und Weser im Winterhalbjahr verringert und die Wasserkraft genutzt werden.
Die Edertalsperre wurde mit folgender Zweckbestimmung errichtet:
1. Wasserentnahme für den Mittellandkanal aus der Weser
2. Niedrigwasseraufhöhung der Oberweser
3. Hochwasserschutz für die untere Eder, die untere Fulda und die Weser
4. Energiegewinnung durch Wasserkraftnutzung
71
Im Laufe der Zeit sind zusätzliche Nutzungen verstärkt worden oder neu hinzugekommen,
deren Belange durchaus für die Bewirtschaftung von Interesse sind, allerdings den originären
Zweckbestimmungen teilweise zuwider laufen. Dies sind die Fischerei, der Tourismus und der
Naturschutz.
2
Nutzungsbelange und -konflikte
Grundsätzlich unterteilt sich das wasserwirtschaftliche Jahr in zwei Abschnitte, den
Hochwasserschutzzeitraum im Winterhalbjahr von November bis April und den Zeitraum der
Niedrigwasseraufhöhung im Sommer von Mai bis Oktober. (Tabelle 1 und Bild 1).
Bild 1:
2.1
Übersicht des Bewirtschaftungsjahres 2005/2006
Winterhalbjahr
Die Edertalsperre dient im Winterhalbjahr vorrangig dem Hochwasserschutz an Eder, Fulda und
Weser. Um dies zu gewährleisten wird ein Hochwasserschutzraum vorgehalten. Dieser ist im
Verlauf des Winters veränderlich. Schneemengen im Einzugsgebiet sind zusätzlich zu
berücksichtigen. Darüber hinaus ergeben sich Anforderungen aus der Ökologie (Mindestabgabe, Fischerei, Schutz des brütenden Haubentauchers), der Schifffahrt und seitens der
Kraftwerksbetreiber. Alle Interessen zu berücksichtigen ist schwierig, teilweise unmöglich.
Gerade im Frühjahr, bei einem stetig abnehmendem Hochwasserschutzraum sind Abflussschwankungen schwer aufzufangen. So ist es bei starken Regenereignissen möglich, dass die
Schwankungen 30 cm pro Tag überschreiten und somit eine Gefährdung für die Hechtbrut bzw.
der Nester des Haubentauchers eintreten kann. Andererseits kann nach einer kurzzeitigen
Inanspruchnahme des Hochwasserschutzraumes eine Abgabeerhöhung notwendig sein, bei
der die Turbinenvolllast nicht berücksichtigt werden kann, da aufgrund der weiteren Wetterprognosen der Hochwasserschutzraum schnellst möglich wieder zur Verfügung gestellt werden
muss.
72
Tabelle 1: Nutzungsbelange
Zeitraum
Winterhalbjahr
Anforderung
Hochwasserschutz
01.11.-30.04.
Belange
1.11.-15.12. ca. 70 Millionen m3
Schutzraum, danach lineare Abnahme
über mehrere Stützpunkte zum Schutz
der Anlieger an der unteren Eder.
bei Überschreitung von 110 m3/s ist
Meldestufe I erreicht
Ökologie untere Eder Mindestabgabe
6 m3/s zum Schutz der Ökologie der
unteren Eder.
Unterstützung der
Schifffahrt
120 cm Pegel Hann. Münden,
Wellenabgabe
Wasserkraftnutzung
Abgabewerte an Turbinenvolllast der
Kraftwerke anpassen
Fischerei und Ökologie
Absunk/Einstau von mehr als 30 cm
pro Tag in März und April vermeiden
(Schutz Hechtbrut und Brut des
Haubentauchers)
Abgabe kleiner 10 m3/s optimal für
Fliegenfischer etc.
Sommerhalbjahr
Schifffahrt
01.05.-31.10.
120 cm am Pegel Hann. Münden
(55,1 m3/s) im Tagesmittel zur
Erhaltung der Schiffbarkeit der
Oberweser
Wellenabgabe
Ökologie untere Eder –
6 m3/s bei Unterschreitung 40 Mio m3
Mindestabgabe
Talsperreninhalt zum Schutz des
Ökosystems der unteren Eder
Ökologie Talsperre Niedrigwasserabgabe
Abgabe = Zufluss bei Unterschreitung
20 Mio m3 Talsperreninhalt zum
Schutz des Ökosystems der Talsperre
Wasserkraftnutzung
Abgabewerte an Turbinenvolllast der
Kraftwerke anpassen zur optimalen
Maschinenauslastung
Fischerei
Abgabe kleiner 10 m3/s optimal für
Fliegenfischer etc.
Tourismus untere Eder
Abfluss zwischen 10 und 35 m3/s
optimal für Kanufahrer
73
Besonders schwierig ist es, zum ersten Mai jeden Jahres die Vollfüllung der Talsperre zu
erreichen, aufgrund des vorzuhaltenden Hochwasserschutzraumes kommt es vor, dass die
Niederschläge Ende April / Anfang Mai nicht ausreichen, um bei gleichzeitiger Mindestabgabe
den Vollstau zu erzielen. Das nicht eingestaute Wasser fehlt dann in der Niedrigwasserperiode
im Sommerhalbjahr. Demgegenüber kann es bei einer fast vollen Talsperre auch bei kleineren
Niederschlagsereignissen schon zu einem Überlauf kommen, die zwar nicht schädlich aber
spektakulär anzusehen sind.
2.2
Sommerhalbjahr
Die Zeit von Anfang Mai bis Ende Oktober steht ganz im Zeichen der Niedrigwasseraufhöhung
der Oberweser. Während dieser Zeit wird am Pegel Hann. Münden i.d.R. ein Tagesmittelwert
von 120 cm angestrebt. Dies entspricht einer Fahrwassertiefe von 103 cm. Oft reicht in den
ersten Wochen der natürliche Abfluss dafür aus, so dass wiederum die Mindestabgabe aus der
Edertalsperre abgegeben wird. Später wird das fehlende Wasser durch Zuschuss aus der
Edertalsperre ausgeglichen. Dadurch sinkt im Sommer der Talsperreninhalt kontinuierlich ab.
Im Hochsommer kommen so in Hann. Münden bis zu 50% des Wassers aus der Edertalsperre.
Dies entspricht in der Regel nicht den Interessen der Touristikanbieter, insbesondere der
Sportbootschifffahrt am Edersee. Bei abnehmendem Inhalt nimmt auch die Seeoberfläche
kontinuierlich ab und die Fahrgebiete sind stark eingegrenzt. Ebenfalls sind Badegäste
betroffen, da der Weg zum Wasser täglich zunimmt. Der Tourismus an der Edertalsperre
wächst stetig und viele Angebote sind von den Wasserverhältnissen der Talsperre abhängig.
(Bild 2)
Bild 2:
Übersicht Wasserstand der Weser mit und ohne Edertalsperre
Ein weiterer Interessenskonflikt besteht an der unteren Eder. Während die Fliegenfischer einen
geringen Abfluss benötigen, benötigen Wasserwanderer mindestens ca. 10 m3/s. Auch hier ist
die Berücksichtigung aller Belange nicht immer möglich. Grundsätzlich bestimmen die
Anforderungen aus der Oberweserschifffahrt die Abgabe. Bei den Gemeinden an der Talsperre
und entlang der unteren Eder erzeugt dies des öfteren Unmut.
74
3
Bewirtschaftung
3.1
Winterhalbjahr
Zur Berücksichtigung dieser unterschiedlichen Belange ist eine sensible und vorausschauende
Bewirtschaftung erforderlich. Wurde in der Vergangenheit oft erst nach Eintritt eines
Abflussereignisses reagiert, berücksichtigen die heutigen Planungen auch eine Prognose und
langjährige Mittelwerte bei der Festlegung der Abgabemengen.
Eingangswerte sind dabei der Abfluss, die gemessene und vorhergesagte Niederschlagsmenge, das Volumen des als Schnee gebundenen Wassers im Einzugsgebiet und Temperaturvorhersage bei Schneeschmelze. Aus diesen Werten wird mittels eines vereinfachten
Einheitsganglinienverfahrens eine Hochrechnung erstellt. Diese bildet die Grundlage für die
endgültige Festlegung der Abgabemengen. Die Entscheidung wird abschließend immer so
gewählt, dass möglichst viele Belange berücksichtigt werden. Allerdings ist der Hochwasserschutz in diesem Zeitraum der prioritäre Zweck und wird daher vorrangig berücksichtigt.
3.2
Sommerhalbjahr
Solange der Wasserstand der Weser für die Schifffahrt ausreichend ist, wird aus der Edertalsperre lediglich die Mindestabgabe (6 m³/s) abgegeben. Droht der Pegel Hann. Münden unter
den Zielwasserstand (i.d.R. 120 cm) im Tagesmittel zu sinken, dann wird aus den Zuflüssen
Werra am Pegel Heldra und Fulda am Pegel Rotenburg der voraussichtliche Abfluss am Pegel
Hann. Münden hochgerechnet. Liegt dieser unterhalb des Zielabflusses, dann wird der
zusätzliche Bedarf aus der Edertalsperre berechnet. Dieser wird dann i.d.R. für die nächsten 24
Stunden eingestellt.
Dieses Verfahren liefert gute Ergebnisse für den Tagesmittelwert, trotzdem können infolge
Unregelmäßigkeiten bei den Flusskraftwerken deutliche Schwankungen im Stundenbereich
auftreten. Ferner kommt es regelmäßig zur Überschreitung des Tagesmittelwertes, wenn im
Zwischeneinzugsgebiet Niederschlag fällt. Die daraus resultierende Aufhöhung kann bei der
Bestimmung der Abgabe nicht mehr berücksichtigt werden. Gerade diese scheinbare Übersteuerung nutzen die Anlieger der Edertalsperre immer wieder für Kritik an der Bewirtschaftung.
Um diesem Vorwurf zu begegnen, wurde die Bundesanstalt für Gewässerkunde beauftragt, ein
Bewirtschaftungs- und Steuerungsmodell zur Abgabenoptimierung zu erstellen. Dieses Vorhaben befindet sich zur Zeit in der Umsetzung.
Dipl.-Ing. Jiri Cemus
Wasser- und Schifffahrtsamt Hann. Münden
Kasseler Straße 5
34346 Hann. Münden
jiri.cemus@wsa-hmue.wsv.de
Dipl.-Ing. Dana Halbe
Wasser- und Schifffahrtsamt Hann. Münden
Kasseler Straße 5
34346 Hann. Münden
dana.halbe@wsa-hmue.wsv.de
75
River Resilience and Dams in Mountain Areas
Die Belastbarkeit von Gebirgsflüssen mit Talsperren
Carmen de Jong
Abstract
Most dams worldwide are constructed in mountainous upstream parts of river basins with the
most active sediment transport rates and largest discharge variability. Precise knowledge of
river resilience to dams is lacking due to absence of interdisciplinary approaches to dam
planning and their long term impacts. A toolbox to analyse basin-wide resilience of impounded
rivers is suggested taking into account climate change.
Zusammenfassung
Die meisten Staudämme der Welt befinden sich im Oberlauf von Einzugsgebieten mit sehr
hohen Transportraten von Sedimenten und hoher Abflussvariabilität. Genaue Kenntnisse über
die Belastbarkeit von Flüssen mit Staudämmen fehlen wegen dem Mangel an interdisziplinären
Forschungsansätzen bei der Planung von Dämmen und ihre langfristigen Folgewirkungen. Eine
„toolbox“ wird zur Analyse der einzugsgebietsbezogenen Belastbarkeit von aufgestauten
Flüssen unter Berücksichtigung von Klimaveränderungen vorgeschlagen.
1
Introduction
River resilience can be defined as the capacity of a river system to tolerate disturbance without
collapsing into a qualitatively different state. In theory a resilient river system can withstand
sudden changes such as dam construction or dam removal and recover itself (after Resilience
Alliance). Most dams worldwide are constructed in the mountainous upper river basins which
coincide with the most active sediment transport rates and largest discharge variability. Figure 1
indicates that for Europe, the strongest concentration of dams is found in the Alps, Pyrenees,
Western Highlands of Scotland, Scandes, Carpathians and the Mediterranean mountain
islands. Most dam construction occurred prior to the 1970’s and was often associated with
hydro-social politics [1]. Therefore, the natural lifespan of dam reservoirs will confront us with
issues of dam abandonment or removal within the next 50 years. Nowadays few of our
mountain rivers are still natural since they have been significantly impacted by large and small
dams. On average, discharge has been reduced by 70% and sediment load by up to 90%
compared to unregulated reaches [2]. A precise knowledge of river resilience to dams is lacking
both in the long term and at the catchment scale, due to a lack of interdisciplinary approaches to
dam planning and monitoring. Interdisciplinary tools are necessary for environmental
management and policy concerning dams in mountain catchments [3] in particular for
monitoring sediment transport [4].
76
Figure 1: Distribution of dams in Europe showing strongest concentration in mountainous areas
(based on ICOLD database 1998 processed [11])
2
River Resilience
The resilience of rivers to upstream and downstream impacts of dams is essential since this has
consequences on the local and regional geomorphology, ecology, economy and agronomy. The
retention of coarse sediment and water in dam reservoirs impacts sediment dynamics, stream
patterns, stream morphology, aquatic and riparian habitats or downstream delta and coastal
zones. It is important to know how rivers impounded by dams can recover in space and time i.e.
over a distance of several hundreds of km or over a time period of 30-40 years. Figure 2
suggests a toolbox for analysing the resilience of rivers to dams using a basin-wide approach
spanning different temporal phases from interdisciplinary dam planning to dam construction,
dam monitoring and dam removal. The basin and river characteristics are illustrated over space
beginning with the mountainous upper catchments and ending in the zone downstream of the
dam. They include the pre-dam conditions, changing hydrological, groundwater and sedimentological conditions after dam construction and the effects related to climate change and
abandoned dams ready for removal. In the upstream dam area, rivers are rarely resilient to
change since they are inevitably subject to sedimentation in the newly formed reservoir delta as
the river seeks to regain equilibrium to its newly imposed base level. This sedimentation
continues rapidly within- and upstream of the reservoir with time as is the case for Carpathian
mountain reservoirs [5]. Since water and sediment supply are considerably reduced over time
and space downstream of dams, rivers respond by narrowing and vertical erosion. Together
with the reduction in groundwater level this causes widespread abandonment of the floodplain
and alteration or destruction f the floodplain forest. The newly gained area is colonised by
infrastructural and urban development.
77
Figure 2: A toolbox for analysing the resilience of impounded rivers using a basin-wide
conceptual approach. The temporal sequence includes interdisciplinary dam
planning, dam construction, interdisciplinary dam monitoring and interdisciplinary
dam removal. The spatial sequence includes three sections of the river system:
upstream-, dam- and downstream section.
78
3
River resilience and climate change
3.1
Renewable energy
The discussion on water availability and dams as renewable energy is limited under the context
of climate change. Renewable energy relies on the fact that the natural resources e.g. water is
continually renewable in the future. However, it is predicted that glaciers and snow cover will
continue to recede at an unprecedented rate due to global warming. This will have repercussions both on available water quantities and on sediment release from the newly exposed
areas. In the discussion on renewable energy, the renewable characteristics of coarse stream
sediments trapped behind dams is rarely discussed.
Climate change scenarios indicate that temperature increase will be relatively high at high altitudes which are the major source areas for dams [6]. The impacts will be threefold:
– Firstly, for reservoirs that are snow-fed, higher temperatures will decrease the ratio of
snowfall relative to rainfall. A reduction in snow cover will decrease the storage buffering
effects from snowmelt release during spring and summer time, thereby increasing the
seasonal contrasts of discharge and increasing the uncertainty of dam infill during dry
periods. The loss in volume of snow water equivalent will have direct impacts on reservoir
replenishment and unless rainfall increases substantially relative to the present overall
precipitation, water stress will result.
– Secondly, for reservoirs that are glacier-fed, higher temperatures will cause faster glacier
retreat. It is estimated that if the present rate of glacier retreat continues, Alpine glaciers will
have been reduced to one tenth of their volume within another 30 years. Glacier retreat will
result in decreased dry season buffering and decrease in total water volume entering
reservoirs within the next 20 years.
– Thirdly, for reservoirs that are both rain-fed, snow and glacier-fed, warmer temperatures will
cause higher reservoir evaporation rates, thus decreasing stored water volumes.
It is also expected that the release of large amounts of coarse sediments from freshly exposed
snow and ice-free areas will increase sediment supply into reservoirs and reduce dam capacity
at higher rates than at present. To summarize, water amounts draining into dam reservoirs from
glaciarised or snow-fed catchments will be substantially reduced whereas sediment amounts
will be increased thereby decreasing the security of reservoir infill within the next 2-3 decades.
In future, it will be important to compare the climatological and hydrological conditions surrounding dams in semi-arid mountain regions [7] with the humid European environments.
3.2
Dam removal
The retention of increasingly sparse water in dam reservoirs in the upper parts of catchments
will put additional stress on the river zones downstream of dams and cause them to be more
vulnerable to aridity [8]. In the next 50-100 years, a large number of dams will have lost such
high amounts of their capacity that dam removal will become an increasingly important issue [9].
The impacts of dam removal on mountain rivers is related mostly to sediment transport and river
dynamics and has to be analysed from existing examples and laboratory experiments [10].
Since only a very small proportion of sediment can be removed from dam reservoirs by
79
excavation, river systems will have to cope with artificially high inputs of sediment in the postdam era. Impacts will vary depending on whether dams are removed in a one- or multiple step
process. The re-distribution of sediments from the former reservoirs into the floodplains will
differ from pre-dam conditions since most floodplains have been heavily modified by
infrastructure and urban development. The increasing groundwater levels together with
sediments will have major impacts on the stability of the river system.
4
Conclusion
The resilience of river systems to dams is important considering the discussion on renewable
energy and the sustainability of water and sediment. This is particularly relevant for the
European Framework Directive which requires our rivers to be restored into a good ecological
state by the year 2015. Since each river basin is subject to different environmental and human
impacts, it is subject to different degrees of vulnerability and different degrees of recovery. More
research and monitoring on these interdisciplinary aspects is essential to avoid ecological and
economical loss and to optimise the planning of new reservoirs in Europe.
Literature
[1]
Swyngedouw, E.. Technonatural revolutions: the scalar politics of Franco’s hydro-social
dream for Spain, 1939-1975, Transactions of the Institute of British Geographers, NS 32
1, p. 9 – 28, 2007.
[2]
Petts, G.E. and Gurnell, A.M. Dams and geomorphology: Research progress and future
directions, Geomorphology 71, 27–47, 2005.
[3]
de Jong, C., Makroum, K. Leavesley, G. Developing an oasis-based irrigation
management tool for a large semi-arid mountainous catchment in Morocco. Bridging the
gaps between design and use: developing appropriate tools for environmental
management and policy. (Eds) Voinov, A. Transactions of the 3nd Biennial Meeting of the
International Environmental Modelling and Software Society, Burlington, USA. 2006.
[4]
Ergenzinger, P., de Jong, C. Perspectives on bedload measurement. Erosion and
Sediment Transport Measurement: Technological and Methodological Advances, In J.
Bogen, Fergus, T. & Walling, D. (eds). International Association of Hydrological Sciences
Publication. 283, p. 113-126, 2004.
[5]
Radoane, M. and Radoane, N. Dams, sediment sources and reservoir silting in Romania,
Geomorphology 71, 112– 125, 2005.
[6]
de Jong, C., Collins, D. and Ranzi, R. Climate and Hydrology in Mountain Areas. John
Wiley and Sons, pp. 384, 2005.
[7]
de Jong, S. Cappy, and M. Finckh and D. Funk. A transdisciplinary analysis of water
problems in the mountainous karst areas of Morocco, Special Issue “Engineering and
Environmental Problems in Karst”, Engineering Geology, (Eds) Parise, M. and De Waele,
J., in press.
[8]
de Jong, C. Impounded rivers: aridification and geomorphological risks. Integrated Water
Resources Management. (Ed.) by Pahlow, M. & Schumann, A. IAHS, in press.
80
[9]
Stokstad, E. Restoring Yosemite’s twin. Science, Vol. 314, p. 582-584, 2006.
[10] Wildman, L.A.S. and MacBroom, J.G. The evolution of gravel bed channels after dam
removal: Case study of the Anaconda and Union City Dam removals. Geomorphology 71,
245–262, 2005.
[11] Rödel, R. and Hoffmann, T. Quantifying the efficiency of river regulation, Advances in
Geosciences, 5, 75–82, SRef-ID: 1680-7359/adgeo/2005-5-75, 2005.
Carmen de Jong, Prof. Dr. Habil, Dr.rer.nat, M.A.,
The Mountain Institute
Research Director
University of Savoy
Le Bourget du Lac
73376
HP7 3QZ
France
carmen.dejong@institut-montagne.org
81
Zwischen Zustimmung und Ablehnung – Talsperrenbau in
Mitteldeutschland (ca. 1919 – ca. 1935)
Between Consent and Disapproval – The Construction of Dams in
Central Germany (ca. 1919 – ca. 1935)
Mathias Deutsch, Karl-Heinz Pörtge
Abstract
At the end of the 19th century plans were made for the construction of dams in the middle of
Germany. A few of those projects were realized in the following years, as was the one at the
upper Saale river. Especially in this case there are different opinions: On the one hand exists an
agreement with the project by the industry, the local government and the residents, but on the
other hand a resistance is mounted by nature enthusiasts.
Zusammenfassung
Auch in Mitteldeutschland begannen Ende des 19. Jahrhunderts umfangreiche Planungen zum
Talsperrenbau. In der Folgezeit konnten einzelne Vorhaben, so an der oberen Saale, schrittweise umgesetzt werden. Die öffentliche Wahrnehmung ist differenziert zu betrachten. Während
Vertreter der Industrie, Kommunalpolitiker und viele Anwohner den Maßnahmen zustimmten,
regte sich bei zahlreichen Heimatfreunden Widerstand gegen die Projekte.
1
Einleitung
Wenn man sich mit der öffentlichen Wahrnehmung von Talsperren beschäftigt, fällt auf, dass
von Vertretern der Politik und Wirtschaft neben den “klassischen“ Aufgabenbereichen
Wasserversorgung, Hochwasserschutz, Energieerzeugung und Niedrigwasseraufhöhung vor
allem die Aspekte des Tourismus als wichtig eingestuft werden. Jahrzehnte nach
Inbetriebnahme sind die Anlagen nicht mehr nur technische Elemente in der Kulturlandschaft,
sondern sie sind touristische Anziehungspunkte und stellen inzwischen für viele Bürger einen
festen Bestandteil ihrer Heimat dar. Angesichts dieser Entwicklung sollte nicht vergessen
werden, dass die Errichtung einer Talsperre stets mit Eingriffen in die Landschaft verbunden ist.
Bereits in der Planungsphase müssen verschiedene Interessenlagen berücksichtigt werden.
Wie die vom Geographischen Institut der Universität Göttingen durchgeführten Archivrecherchen zeigen, kam es beispielsweise im Zusammenhang mit Talsperrenvorhaben an der
Saale (ab 1919) sowie im Harz an der Rappbode (ab 1926) zu kontroversen Diskussionen.
Während Vertreter der Politik, Industrie und Wasserwirtschaft ausdrücklich die Pläne befürworteten, sprachen Mitglieder von Heimatverbänden von einer Vernichtung landschaftlich
reizvoller Gebiete. Ziel des Beitrages ist es, am Beispiel des Talsperrenprojekts an den
Bleilöchern/ Saale (Bauzeit: 1926 – 1932) Auszüge aus zeitgenössischen Texten vorzustellen.
82
2
Stimmen gegen den Talsperrenbau an der Saale (TSP Bleiloch)
Nach dem Hochwasser 1890 wurde über sog. „Sammelbecken“ am Oberlauf der Saale beraten
[1]. Während diese Entwürfe nicht weiter verfolgt wurden, arbeitete das Hydrobüro von CarlZeiss-Jena ab 1917 Pläne zum Bau einer Talsperre am Großen und Kleinen Bleiloch aus. Das
Vorhaben stieß in der Öffentlichkeit nicht nur auf Zustimmung. Zu den entschiedenen Gegnern
des Projektes gehörte der Oberlehrer Karl Franz aus Gera. Bei zahlreichen Vorträgen stellte er
zunächst die Schönheit des oberen Saaletales mit Lichtbildern vor, um dann im zweiten Teil
seine Argumente gegen den Talsperrenbau eingehend zu erläutern. In einem Zeitungsbericht
vom Dezember 1919 hieß es über einen Informationsabend des Thüringer Waldvereins in Gera:
„Stolz können wir auf unser Oberland sein. Und doch soll dies herrliche Stückchen Erde der
Vernichtung anheim fallen. Wie den meisten wohl bekannt ist, plant das Zeiß-Werk in Jena eine
große Saaletalsperre oberhalb von Burgk am Großen und Kleinen Bleiloch, gerade an jener
Stelle, die in ihrer Weltabgeschiedenheit uns eine einzigartige Tier- und Pflanzenwelt erschließt.
Eine ganze Anzahl uns wohlbekannter Orte würde verschwinden. (…) Volkswirtschaftliche
Gründe seien für den Bau maßgebend: Vermeidung von Hochwasserschäden, Hebung der
Niedrigwasserstände, Ertragssteigerung der Landwirtschaft, Gewinnung von Kraft und Licht für
Industrie, Gewerbe und Bevölkerung. Ist zur Erreichung dieser Zwecke eine Sperre in diesem
Riesenausmaße notwendig, die unersetzliche Naturschönheit und, was noch wichtiger ist, über
800 Hektar Kulturland vernichtet? Wie viel menschliche Wohnungen und wie viele Menschen
würden betroffen!“ [2].
Dem bald folgenden Vortrag von Franz im Januar 1920 in Schleiz widmete die Sonderausgabe
der Schleizer Zeitung einen Leitartikel. Vor der Turnerschaft führte der Referent u. a. aus: „Es
ist sehr ernstlich zu erwägen, ob ein solches Werk dem Lande und seinen Bewohnern zum
Segen gereicht, denn darauf allein kommt es an, auf das Land und seine Bewohner, nicht auf
eine Gruppe von Bewohnern, wie es die Industrie, bei aller Anerkennung ihrer Wichtigkeit doch
ist, und gar nicht auf ein einzelnes Unternehmen. Mit anderen Worten, die Wasserkräfte dürfen
nicht der Spekulation und dem bloßen Bedürfnis der Kapitalverwertung dienen, sie haben
vielmehr in erster Linie der Gesamtheit zu dienen, das sei mit allem Nachdruck ausgesprochen.“ [3]. Offensichtlich konnten sich die Talsperrengegner, darunter auch Karl Franz,
weder organisieren noch einzelne Forderungen durchsetzen. Nach derzeitigem Kenntnisstand
fanden größere Aktivitäten (Protestveranstaltungen, Eingaben etc.) nicht statt. Im Januar 1925
wurde die „Aktiengesellschaft Obere Saale“ gegründet und nach einer Entscheidung des
Kreisverwaltungsgerichts Schleiz vom Juni 1926 begannen die Bauarbeiten an der Talsperre an
den Bleilöchern (Bild 1, Bild 2).
3
Befürworter des Talsperrenprojektes Bleiloch
Es kann in diesem Beitrag nicht ausführlich auf die Kräfte eingegangen werden, die das
Talsperrenprojekt an den Bleilöchern begrüßten bzw. unterstützten. Vielmehr soll die insgesamt
positive öffentliche Wahrnehmung ab ca. 1919 kurz reflektiert werden. Ausdrücklich bekundeten
zahlreiche Kommunen, Wirtschaftsverbände und Privatpersonen ihr Interesse. Auch weil man
sich durch das Bauvorhaben Aufträge und damit wirtschaftlichen Aufschwung für die Region an
der oberen Saale erhoffte, wurde am 7. Juli 1920 in Saalfeld die „Vereinigung zur Förderung
von Talsperren für das obere und mittlere Saalegebiet e.V.“ gegründet [4].
83
Bild 1:
Rodungen im Baustellenbereich Bleiloch, November 1927 (Quelle: Dienstarchiv des
Staatlichen Umweltamtes Gera, Fotosammlung, Sign. 2000092)
Bild 2:
Baustellensituation um 1930 (Quelle: Sammlung Deutsch)
84
In mehreren Zeitungsbeiträgen, auf Informationsabenden und in Gesprächsrunden wurden die
Ziele des Talsperrenbaus an den Bleilöchern sowie vorausblickend auch an der Hohenwarte
(Bauzeit: 1935 – 1944) der Öffentlichkeit vermittelt. Schließlich erfolgte Anfang Dezember 1932
die feierliche Einweihung der Bleiloch-Talsperre (Talsperrensee mit einem Fassungsvermögen
von 215 Mill. m³). Bis Mitte der 30er Jahre erschienen mehrere Publikationen zum Projekt,
wobei stets der große Nutzen der Anlage u. a. für den Hochwasserschutz betont wurde. In einer
1934 gedruckten Informationsschrift ging man auch auf die landschaftlichen Veränderungen
und die neuen Freizeitmöglichkeiten ein: „Sogar das Landschaftsbild hat durch die Talsperre
keine Einbuße erlitten. Das anmutige Saaletal mit seinen dunklen Waldhängen und frischen
Wiesengründen ist heute in eine glitzernde Bergseelandschaft verwandelt; ein reger Schiffahrtsund Sportbetrieb hat sich in den Sommermonaten auf dem Stausee entwickelt, und der große
Waldsee ist heute das Ziel vieler tausend Reiselustiger und Wassersportler, die begeistert sind
von dem neuen eigenartigen Landschaftsbild, das in dem schönen Thüringen nicht seinesgleichen findet.“ [1] (s. Bild 3). Anzumerken ist, dass die Eingangsbemerkungen übertrieben
sind und nicht zuletzt aufgrund der umfassenden Baumaßnahmen ab 1926/27 keinesfalls von
einer „heilen Natur“ gesprochen werden konnte (Bild 3).
Bild 3:
4
Blick auf den Bleiloch -Talsperrensee um 1952 (Quelle: Sammlung Deutsch)
Schlussbemerkungen
Die Ausführungen zeigen, dass bei aktuellen Diskussionen zur öffentlichen Wahrnehmung von
Talsperren historische Entwicklungen durchaus von Interesse sind. Wie das Beispiel verdeutlicht, gab es Anfang der 20er Jahre kontroverse Meinungen zum Bauvorhaben. Nach bisheriger
Quellenkenntnis entwickelte sich die öffentliche Wahrnehmung der Bleiloch-Talsperrenpläne
schon seit Anfang der 20er Jahre und vor allem nach 1932 (Inbetriebnahme) insgesamt positiv.
Ein wesentlicher Grund waren sicher zahlreiche neue Freiteigangebote am Talsperrensee. Mit
Bezug auf aktuelle und historische Prozesse bei der öffentlichen Wahrnehmung von Talsperren
soll abschließend Dipl.-Ing. J. Peters, Geschäftsführer der Thüringer Fernwasserversorgung,
85
zitiert werden. Er stellte grundsätzlich zum Talsperrenbau fest: „Bauwerke und Verfahren sind
erforderlich, um die natürlichen Wasservorräte den Menschen nutzbar zu machen. Die Folge ist
die Umwandlung von Natur in produktive Umwelt. Aus Natur wird Kulturlandschaft, wird
Lebensgrundlage – ein Balanceakt, bei dem die menschlichen Begehrlichkeiten das Gleichgewicht zwischen Dargebot und Erneuerung nicht zerstören dürfen. Das ist Wasser(bau)kunst –
es sind nicht die Bauwerke allein.“ [5].
Danksagung
Die Verfasser bedanken sich beim Staatlichen Umweltamt Gera, beim Archiv der Thüringer
Fernwasserversorgung, dem Landeshauptarchiv Sachsen – Anhalt (Abteilungen Magdeburg
und Merseburg) sowie beim Thüringischen Staatsarchiv Greiz für die stets freundliche
Unterstützung der Forschungen.
Literatur
[1]
o. A.: Die Saaletalsperre: Druck von Dietsch & Brückner AG, Weimar, 1934.
[2]
o. A.: Ueber die Saaletalsperre. In: Geraer Zeitung, Nr. 282, 03.12.1919.
[3]
o. A.: Eine Wanderung durchs obere Saaletal. In: Beilage zur Schleizer Zeitung, Nr. 15,
Sonntag, den 18. Januar 1920, S. 1
[4]
o. A.: Vereinigung zur Förderung von Talsperren für das obere und mittlere Saalegebiet e.
V. Saalfeld – eine Informationsschrift, o. J., 4 S.
[5]
Peters, J.: Zum Geleit. In: Thüringer Fernwasserversorgung (Hrsg.): Talsperren und
Fernwasserversorgungssysteme in Thüringen. Ein Beitrag zur Technikgeschichte von
Harald Roscher und Mitarbeitern der Thüringer Fernwasserversorgung, Erfurt, 2006, S. 6
Dr. rer. nat. Mathias Deutsch
Brandenburgische Technische Universität Cottbus
Lehrstuhl für Hydrologie und Wasserwirtschaft
K. - Wachsmann - Allee 6
D-03046 Cottbus
amdeutsch@arcor.de,
Prof. Dr. Karl-Heinz Pörtge
Geographisches Institut der Georg-August-Universität Göttingen
Goldschmidtstraße 5
D-37077 Göttingen
kpoertg@gwdg.de
86
Sensitivity analysis of the peak outflow induced by the
breaching of embankment dams
Sensitivitätsanalyse zum Breschendurchfluss bei dem Versagen
eines Staudamms
Benjamin J. Dewals, Pierre Archambeau, Sébastien Erpicum,
Sylvain Detrembleur, Michel Pirotton
Abstract
Accurately predicting the flow induced by the collapse of embankment dams remains challenging, as a consequence of the level of uncertainty affecting the prediction of breach width and
formation time. Moreover, very few systematic analyses are available today concerning the
sensitivity of the flow with respect to those uncertainties. The present theoretical analysis quantifies the influence of variations in the breach parameters on the peak outflow.
Zusammenfassung
Genaue Prognosen über den Breschendurchfluss infolge des Versagens eines Staudamms
gestalten sich schwierig, weil Annahmen über den zeitlichen Verlauf der Breschenbildung sowie
über die Breschenbreite mit Unsicherheiten behaftet sind. Außerdem sind nur wenige systematische Analysen zur Sensitivität des Abflusses in Bezug auf diese Unsicherheiten verfügbar. Die
theoretische Analyse, die hier dargestellt wird, bestimmt quantitativ den Einfluss von Schwankungen in den Bruchparametern auf die Abflussspitze.
1
Introduction
Among all existing dams in the world, embankment dams constitute the vast majority of them
and the past experience emphasizes the fact that they play an important part in numerous dam
accidents. Hence, the risk associated to these embankment dams, even of medium or small
sizes, may not be neglected. However, accurately simulating the flood wave induced by the
breaching of embankment dams remains a challenging task, especially in the near field, as a
result of the significant uncertainties affecting the evaluation of the breach parameters, such as
the final width and the formation time.
Those breach parameters are usually evaluated by means of prediction equations (e.g.
Froehlich [1]), leading to a most likely value for the main breach parameters, but no direct
quantification of uncertainty although this uncertainty is widely recognized as particularly large,
as confirmed quantitatively by Wahl [2]. Besides, very few systematic analysis are available
today concerning the sensitivity of the induced flood wave with respect to the uncertainty in the
breach parameters, such as done for instance by Singh and Snorrason [3].
To contribute to filling this lack of knowledge, a theoretical analysis has been developed to
quantify the effect that uncertainty on breach parameters may have on the hydraulic results,
namely the outflow hydrograph at the breach and, in particular, the peak discharge. Therefore
87
an approximated (linearized) formulation of the hydraulic model is derived (para. 2), for which an
exact analytical solution is sought (para. 3). This solution enables to directly compute the
derivative of the outflow discharge with respect to the breach parameters, and thus to
quantitatively evaluate its sensitivity, based on the concept of “relative variation rate” (para. 4).
Finally, the conclusions drawn from the theoretical developments are illustrated and validated
by comparison with a real example (para. 5).
2
Simplified hydraulic model
The simplified approach exploited for describing the flow in the reservoir and through the breach
is a lumped model based on the continuity equation, expressing the volume conservation in the
reservoir (Figure 1):
Figure 1: Sketch of the reservoir (a) and of the idealized breach (b), with main notations.
dV
dt
Qin Qout

:
dzs
dt
Qin Qout ,
(1)
where V (m³) represents the volume of water stored in the reservoir, while Qin (m³/s) and
Qout (m³/s) designate respectively the inflow and outflow discharges. Eq. (1) also shows that the
conservation of the volume of water can alternatively be expressed as a function of the water
level zs, with : (m²) representing the surface of the reservoir.
In the present case, Qin is assumed to be zero. The most simple and widespread approach to
evaluate the discharge Qout through the breach consists in exploiting Poleni’s formula, normally
valid for weirs. Such an approach is obviously sufficient for the present theoretical analysis,
since the model will be further simplified in the sake of finding an analytical solution. In contrast,
enhanced formulas can also be applied to account for the more complex real flow prevailing
through the breach and for possible backwater effects (e.g. Kamrath et al. [3]).
Since the outflow discharge is easily expressed as a function of the head H above the breach
crest, the continuity equation (1) is advantageously formulated in terms of this variable as main
unknown. For this purpose, provided that velocities in the reservoir may be neglected, the
following change of variable can be used: H = zs - zb, with zb designating the level of the breach
crest, leading to the following reformulation of Eq. (1) :
dH Qout
dt
:
dzb
.
dt
(2)
88
In order to obtain a fully analytical solution and to facilitate the analysis and interpretation, the
following additional assumptions are introduced. First, the reservoir is considered as prismatic
(:constant). Second, a rectangular shape is assumed for the breach (B constant). Third, the
time evolution of the level zb of the breach crest is approximated by a linear function of time.
H H b Tf , where Hb
Consequently, the time derivative of zb is simply given by: dzb dt
represents the final breach height, Tf designates the breach formation time and the factor H is
defined as follows: H = 1 for t < Tf and H = 0 for t > Tf. Finally, a linear relationship between the
outflow discharge and the head H is adopted to enable a fully analytical solution. The outflow
discharge is thus approximated by:
Qout
BP H ,
(3)
where the discharge coefficient P is assumed to remain constant. As a result, Eq. (2) takes the
form of the following linear differential equation:
dH BP
H
dt
:
3
H
Hb
.
Tf
(4)
Analytical solution
Eq. (4) admits the following exact analytical solution:
H t H 0e
D t t0 H
Hb
D Tf
1 e
D t t0 with
D
BP
,
:
(5)
where H0 represents the head at time t = t0.
For the first phase (breach formation), H0 = 0 at t0 = 0. Consequently, Eq. (5) becomes, for
0 <t < Tf:
H1 t Hb
1 eDt .
D Tf
(6)
During this first phase, the outflow discharge continuously increases. The time derivative of H1
remains positive in the whole interval 0 <t < Tf and its maximal value H f
H1 Tf is reached at
t = Tf.
The second phase (reservoir drawdown after complete breach formation) starts at t0 = Tf, with
H0 = Hf, so that Eq. (5) becomes:
H 2 t Hb
D Tf
1 e e
D Tf
D t Tf .
(7)
This expression is however a decreasing function of time. Therefore, according to the present
simple model, the peak outflow Q* (m³/s) is reached at t = Tf:
89
Q* Qout Tf 4
BP H f
BP
Tf ·
:H b §
:
¨1 e
¸.
Tf ©
¹
(8)
Sensitivity of the peak discharge
The relative variation rate RE (-) of the peak discharge Q* with respect to any parameter E can
be defined as:
1
RE dQ* § Q* ·
¨ ¸ ,
dE © E ¹
(9)
which is a non-dimensional expression whatever the dimensions of the parameter E. If RE
takes values higher than one, a variation (uncertainty) in the parameter E induces a variation
(uncertainty) in the peak discharge which is more than proportional; and vice-versa if RE is
lower than one.
4.1
Influence of the breach formation time
The relative variation rate of the peak outflow with respect to the breach formation time is
evaluated by :
R Tf
dQ* § Q* ·
¨ ¸
dTf © Tf ¹
1
W 1 eW 1 .
1 e W
(10)
where the non-dimensional parameter W has been introduced and is defined as:
W D Tf
BPTf
:
1

W
BP H b § H b ·
Qout :
.
¨
¸ H b Tf
: © Tf ¹
(11)
It can be interpreted as a non-dimensional expression of the breach formation time or as the
ratio between the rates of variation in the head H, induced, on one hand, by the drawdown of
the reservoir (as a result of the outflow discharge) and, on the other hand, by the decrease of
the breach crest level.
As already suggested in the solution expressed by Eq. (6), if W has a high value (wide breach,
small reservoir), the head in the reservoir declines quickly during the formation of the breach.
On the contrary, if W remains smaller, the head in the reservoir is hardly modified during the
breach formation. Consequently, for a low value of W, the sensitivity of the released discharged
with respect to the formation time is particularly small. Indeed, whatever the formation time, the
major part of the initial head in the reservoir remains available until the end of the breach
formation and thus the peak discharge occurs at this time, with zs only slightly reduced
compared to its initial value. Conversely, a higher parameter W indicates a much higher
sensitivity of the peak discharge with respect to the formation time.
90
Figure 2: Relative variation rate of the peak outflow at the breach as a function
of the non-dimensional parameter W.
These conclusions are corroborated by the curve in Figure 2, which plots the right hand side of
Eq. (10) as a function of the parameter W. This relative rate of variation is always negative,
reflecting that an increase in the breach formation time necessarily reduces the peak discharge.
The absolute value of the relative rate of variation is small for low values of W and rises for
higher values of W, consistently with the interpretation above.
4.2
Influence of the breach width
An expression similar to Eq. (10) can be derived to assess the sensitivity of the peak discharge
with respect to the breach width:
RB
dQ* § Q* ·
¨ ¸
dB © B ¹
1
W eW
1 eW
.
(12)
This expression is also plotted in Figure 2. In contrast with the result obtained for the breach
formation time, the influence of the breach width is clearly higher for larger reservoirs (larger :,
i.e. small W) and vice-versa for smaller reservoirs (smaller :, i.e. larger W). Indeed, in the case of
a very large reservoir, for which the water level changes little during the formation of the breach,
a variation in the width of the (rectangular) breach logically provokes an almost proportional
modification in the outflow discharge. On the contrary, if the reservoir is much smaller, an
increase in the breach width generates a quicker decrease in the water level upstream and
results thus in a significantly less than proportional increase in the peak discharge.
91
5
Application
For validation purpose, the theoretical developments above have been applied to predict the
sensitivity of the outflow with respect to the breach formation time in the case of the breaching
of a real 20 m-high rockfill embankment dam (crest length: 250 m, reservoir capacity:
17 106 m³).
To provide reference data for validation purpose, the induced flow has been computed with the
two-dimensional hydrodynamic model WOLF 2D. This 2D model solves the shallow-water
equations by a finite volume method. Flux evaluation is based on an original flux-vector splitting
technique [5, 6]. WOLF 2D has been extensively validated by comparisons with experimental
data and field measurements (for instance, benchmarks from EU Projects such as CADAM and
IMPACT have been tested successfully [6]).
Figure 3 displays the outflow hydrograph computed by the 2D hydrodynamic model for three
different breach formation times. The values of the corresponding peak discharges can be used
directly to evaluate the actual relative variation rate using the definition given by Eq. (9), with E
standing for the breach formation time: R Tf 0.5 (averaged value).
Figure 3: Outflow hydrograph (m³/s) computed by the 2D hydrodynamic
model for three different breach formation times.
Eq. (10) can also be applied to predict the value of R Tf . The parameter W is computed from the
following orders of magnitude: B 200 m, P 5 , Tf 1800 s and : 1, 65 106 m², which
leads to W 1,1 and, deduced from Eq. (10), RTf 0.45 . This prediction compares reasonably
well with the reference value obtained from the 2D numerical simulation.
6
Conclusion
A lumped hydraulic model has been derived, in which the descriptions of hydrodynamics and
geometry are simplified in such a way that the solution can be written out analytically. Based on
92
this analytical solution, the sensitivity of the peak discharge has been quantified nondimensionally thanks to the concept of relative variation rate.
A simple analytical relation has been obtained to evaluate this relative variation rate as a
function of a single non-dimensional parameter characterizing globally the reservoir and the
breach. For larger reservoirs (resp. narrower breach), the peak discharge is shown to be
extremely sensitive to the breach width and almost not influenced by the breach formation time.
In contrast, for smaller reservoirs (resp. wider breach), the outflow is less affected by the breach
width but is strongly influenced by the breach formation time.
For practical applications those results help to identify the most influential breach parameters
and consequently to directly devote a maximum of resources on a better estimation of them.
The applicability of those results has been highlighted through one example involving the
breaching of a real 20 m-high rockfill dam.
Literature
[1]
Froehlich, D.C.: Peak outflow from breached embankment dam. In: J. Water Resour.
Plan. Manage.-ASCE, 1995, Vol. 121, Issue 1, p. 90-97.
[2]
Wahl, T.: Uncertainty of predictions of embankment dam breach parameters. In: J.
Hydraul. Eng.-ASCE, 2004, Vol. 130, Issue 5, p. 389-397.
[3]
Singh, K.P.; Snorrason, A.: Sensitivity of outflow peaks and flood stage to the selection of
dam breach parameters and simulation models. In: J. Hydrol., 1984, Vol. 68, p. 295-310.
[4]
Kamrath P. et al.: Assessment of discharge through a dike breach and simulation of flood
wave propagation. In: Natural Hazards, Vol. 38, Issue 1-2, p. 63-78, 2006.
[5]
Dewals, B.J. et al.: Analysis and application of two complementary numerical models for
predicting flood waves generated by failures or dysfunctions occurring on a complex of
dams. Accepted for publication in: Proc. 32nd Congress of IAHR, 2007, Venice, Italy.
[6]
Dewals, B.: Une approche unifiée pour la modélisation d'écoulements à surface libre, de
leur effet érosif sur une structure et de leur interaction avec divers constituants. Ph.D.
thesis, 2006, University of Liege: 636 p.
Authors Names and Affiliation
Benjamin J. Dewals, Ph. D.
Pierre Archambeau, Ph.D.
Sébatien Erpicum, Ph.D.
Sylvain Detrembleur, M. Sc.
Michel Pirotton, Ph. D.
B.Dewals@ulg.ac.be
Pierre.Archambeau@ulg.ac.be
S.Erpicum@ulg.ac.be
Sylvain.Detrembleur@ulg.ac.be
Michel.Pirotton@ulg.ac.be
Belgian National Fund for Scientific Research (F.R.S.-FNRS)
University of Liege
Department ArGEnCo – Research unit Applied Hydrodynamics and Hydraulic Constructions
Chemin des Chevreuils 1, Bât B52/3+1
4000 Liege, Belgium
93
Das Hochwasserrückhaltebecken in Furth im Wald – Ein
wasserwirtschaftliches Projekt mit Beitrag zur Infrastruktur
Flood Retention Basin „Furth im Wald“ – A Water Resource Project with an
Infractructural Impact
Erich Eichenseer
Abstract
The city Furt im Wald is threatened since many years by severe floods of the River Chamb. In
order to provide sufficient flood protection for this city, a flood retention basin has been in the
realization phase since 1970. This project was blocked for many years due to difficult real estate
negotiations at the future site. The flood retention basin has a storage capacity of 4 Mio. m³.
The dam itself is a zoned earthfill dam with a concrete spillway structure. The reservoir is used
for tourism also and has been laid out for nature protection. Beginning of operation is 2008.
Zusammenfassung
Die Stadt Furt im Wald ist seit vielen Jahren durch heftige Hochwasser des Flusses Chamb
bedroht. Seit 1970 wird an der Realisierung eines Hochwasserrückhaltebeckens gearbeitet um
für diese Stadt einen ausreichenden Schutz gewährleisten zu können. Die Baumassnahme
wurde viele Jahre durch schwierige Ablöseverhandlungen eines Anwesens im Talgrund
blockiert. Das Hochwasserrückhaltebecken kann vier Millionen Kubikmeter Wasser zwischenspeichern. Das Bauwerk selbst besteht aus einem zoniertem Erddamm und einem
Betonbauwerk für die Hochwasserentlastung. Der Seeraum wird auch für Zwecke der Freizeit
und Erholung und für Belange des Naturschutz gestaltet. 2008 geht diese System in Betrieb.
1
Vorbemerkung
In den Hochlagen des Bayerischen Waldes im Landkreis Cham entspringt der Fluss Chamb an
der Staatsgrenze zu Tschechien bei Furth im Wald. Schon bei kleineren Hochwassern
entstehen große Schäden durch Überschwemmungen. Die Stadt Furth ist stark gefährdet.
Durch den Bau eines Hochwasserrückhaltebeckens mit Namen Drachensee soll die Stadt
ausreichend geschützt werden. Der Dauerstausee soll neben dem Hochwasserrückhalt auch
das Freizeit- und Erholungsangebot im ehemaligen Zonenrandgebiet bereichern. Das
Wasserwirtschaftsamt Regensburg führt das Großprojekt durch
2
Planungs- und Bauablauf
Mit Beschluss des Bayerischen Landtags von 1970 erfolgte der Startschuss zur Planung des
Drachensees in Furth im Wald. Das Projekt basiert auf einem Planfeststellungsbescheid von
1977. Durch erhebliche Probleme bei der Absiedlung eines Anwesens verzögerte sich der
Baubeginn bis 1989. Erst nach zähen Verhandlungen mit diesem Anlieger gelang es im
Dezember 2000 dieses Anwesen abzusiedeln. Seither laufen die Bauarbeiten mit Hochdruck.
94
Die Talsperre ist seit Ende 2004 soweit fertiggestellt, dass bereits mehrere Hochwasser vor der
Stadt Furth zurückgehalten werden konnten. Mit der offiziellen Inbetriebnahme des Drachensees ist im Jahre 2008 zu rechnen. Bis dahin sind die zur Zeit laufenden Seeraumgestaltungsmaßnahmen abgeschlossen (Bild 1).
Bild 1: Luftbild künftiger Drachensee
3
Bautechnik
Drachensee:
Der im Bau befindliche Stausee liegt am Chamb, etwa 4 Flusskilometer oberhalb der Stadt
Furth im Wald. Die Talsperre nutzt eine natürliche Engstelle zwischen zwei kleinen Bergrücken.
Bei Normalstau wird sich ein See mit einer Fläche von rund 88 ha einstellen mit bis zu 8m Tiefe.
Im Hochwasserfall dehnt sich der See durch Aufstau bis auf 158 ha aus. Dabei können 4 Mio.
Kubikmeter Wasser zurückgehalten werden; genug, um ein hundertjährliches Hochwasser bis
auf einen kleinen Abflussrest abzufangen. Die Zuflusswelle von 123 m³/s wird durch das
Rückhaltevolumen auf 35 m³/s gedrosselt
Bautechnische Lösung:
An der Sperrenstelle reguliert ein Kombinationsbauwerk aus Grundablass und Hochwasserentlastung den Chamb-Abfluss. Dieses Bauwerk besteht aus 2 Wehrfeldern mit aufgesetzten
Klappen, einem Tosbecken, 2 Grundablässen und einem Triebwerk. Für die Hochwasserentlastung sorgen 2 je 10m breite Wehrfelder mit 2,75 m hohen hydraulisch angetriebenen
Klappen.
95
Der Staudamm ist ein zonierter Erddamm mit einer mittig angeordneten Dichtung. Die
Innendichtung ist bis auf die Felsoberkante eingebracht. Der Anschluss zwischen Innendichtung
und Fels erfolgt über einen Kerngraben mit plastischem Lehm. Landseitig schließt an den
Dichtungskern eine durch ein Geotextil gesicherte Filterschicht an. Eine Zone aus Naturkies
folgt. Der Stützkörper besteht sowohl wasserseitig als auch landseitig aus Felstrümmern. Die
wasserseitige Böschung des Dammes wird durch einen Steinwurf geschützt.
Zur Überwachung Wartung und Steuerung der Hochwasserwellen wird im südlichen Anschluss
an den Damm ein Betriebsgebäude errichtet und mit moderner Technik ausgestattet. Im Zulauf
des neuen Wasserspeichers entsteht eine Pegelmessanlage, die rechtzeitig Seezuflussdaten
liefern wird. Die Kontrolleinrichtungen werden an eine moderne Datenfernübertragung zur
Flussmeisterstelle Roding und zum Wasserwirtschaftsamt Regensburg angeschlossen (Bild 2).
Bild 2: Lageplan Sperrenbauwerk
4
Ziele
Wasserwirtschaftliche Belange
Mit der Verwirklichung des Drachensees wird ein wichtiger Meilenstein in der 3-SäulenHochwasserschutzstrategie des Bayerischen Staatsministeriums für Umwelt, Gesundheit und
Verbraucherschutz umgesetzt. Der Hochwasserrückhalt im Oberlauf oder hier im Entstehungsgebiet eines Gewässers entlastet Unterlieger vor den unangenehmen Folgen von Hochwasser.
Der Drachensee dient vorwiegend dem Hochwasserschutz. Mit einem Rückhaltevolumen von
4,0 Mio. Kubikmetern kann der Stausee ein hundertjährliches Hochwasser vor den Toren der
Stadt Furth abhalten. Dabei wird das im Rückhaltebecken ankommende Hochwasser des
96
Flusses von 123 m3/s auf 35 m3/s gedrosselt. Dieser stark reduzierte Abfluss kann schadlos
durch die Stadt abfließen. Damit hat die Wasserwirtschaftsverwaltung einen für die Stadt Furth
im Wald kostenlosen Hochwasserschutz erstellt, der aufgrund der überörtlichen Bedeutung und
des damaligen Landtagsbeschlusses Aufgabe des Freistaat Bayern ist
Freizeitnutzung
Der Drachensee soll der Freizeit und Erholung und dem Naturschutz dienen. So wird unter
dem Motto: „Technik im Einklang mit Natur und Landschaft“ in enger Zusammenarbeit mit den
umliegenden Gemeinden und den verschiedenen Naturschutzfachstellen eine Seeraum gestaltet, der Platz für ungestörte Lebensräume für eine artenreiche Tier- und Pflanzenwelt schafft.
Bei der Freizeitnutzung wird der "sanfte Tourismus" angestrebt.
Im westlichen Teil ist die Freizeitnutzung vorgesehen und im östlichen Teil ein Rückzugsgebiet
für die Natur. Das Wasserwirtschaftsamt Regensburg hat in enger Abstimmung mit den
umliegenden Kommunen (Stadt Furth und Markt Eschkam), sowie mit den berührten Fachbehörden und Verbänden eine neue Seeraumgestaltung konzipiert und ist gerade dabei, diese
Planung umzusetzen.
In den Zonen für Freizeit und Erholung werden Parkplätze, Wanderwegen und eine neue
Seequerung über Inseln und Stege angelegt. Weitergehende bauliche Freizeiteinrichtungen
müssen von den Kommunen oder von Privatinvestoren eigenständig aufgegriffen werden.
Überregionale Bedeutung
Der neue Stausee mit 88 ha Seefläche bietet ein attraktives Naherholungsgebiet.
Unterschiedliche Freizeitnutzungen sind möglich, wie Baden, Surfen und Segeln, Bootfahren,
Radeln, Wandern, usw. An Vogelbeobachtungspunkten können seltene Wasservögel beobachtet werden. Eine einfache Seebühne ermöglicht Events und Veranstaltungen.
Mit diesen und weiteren Grundeinrichtungen zur Freizeitnutzung wird von der Wasserwirtschaftsverwaltung die Basis für einen überregionalen Magneten für den "sanften Tourismus"
geschaffen, der von den Kommunen weiter ausgebaut werden soll. (Bild 3)
5
Fertigstellung, Kosten
Das gesamte Projekt soll 2008 abgeschlossen sein. Die Gesamtkosten betragen ca. 30
Millionen Euro. Das WWA nutzt den Probeeinstau des Jahres 2007 für vertiefte Erkenntnisse
u.a. über die Nährstoffzufuhr in den See. Der endgültige Einstau erfolgt im Jahr 2008. In einem
Symposium im Juni 2007 wurde der Drachensee als wasserwirtschaftliches Juwel in der Region
oberer Bayerischer Wald mit überörtlicher Bedeutung für die Wasserwirtschaft und für Freizeit
und Erholung und Naturschutz dargestellt.
97
Bild 3: Seeraumgestaltung
Literatur
[1]
Bauentwurf des Wasserwirtschaftsamtes Regenburg
Anschrift des Verfassers
Dipl.-Ing. TU Erich Eichenseer
Landshuterstrasse 59
93053 Regensburg
erich.eichenseer@wwa-r.bayern.de
98
Kleine vs. große Talsperren in der Entwicklung der
Wasserressourcen
Large versus small Dams and Reservoirs in Water Resources
Development
Friedrich Fahlbusch
Abstract
This paper addresses the question of optimal choice, from the standpoint of maximum environmental protection, among the two options of water resources development: large number of
small reservoirs and dams or a small number of large reservoirs
As a rule, development by small dams performs better environmentally both for hydropower and
storage project. In the case of hydropower development, plants with long tunnels are particularly
environmentally friendly. In the case of storage project a distinction exists between projects
volume allocation or streamflow regulation. Under certain conditions, large dam developments
may be syperior to smal dam development for the volumen allocation.
Zusammenfassung
Bei diesem Beitrag geht es um die Frage der vom Standpunkt der maximaler Umweltverträglichkeit güstigeren der beiden Ausbauformen: Eine große Zahl kleiner Speicher oder eine kleine
Zahl großer Speicher.
Grundsätzlich zeigten die Untersuchungen, dass von den beiden Optionen ein Ausbau mit
kleinen Sperren die bessere Lösung ist Wasserkraftanlagen mit langen Tunneln sind besonders umweltfreundlich. Auch bei Speicherprojekten stellen kleine Sperren die optimale Ausbaustrategie dar, allerdings hängen in diesem Falle die Kriterien nicht nur von der Änderung der
Umwelteinwirkung mit der Höhe der Sperre, sondern auch vom Zweck der Anlage ab. D. h.,
dass bei Aufteilung eines bestimmten Wasservolumens auf mehrere Speicher andere Kriterien
gelten als bei Abflussregulierung mit vorgeschriebener Entnahme.
1
Einleitung
Beim Ausbau von Wasserressourcen hat man die Wahl zwischen mit einer großen Zahl kleiner
Speicher oder eine kleinen Zahl großer Speicher. Die Entscheidung ist eine Frage der
Wirtschaftlichkeit und den sozial-ökologischen Umweltauswirkung. Über diesen Gegenstand hat
man seit Jahrzehnte lebhaft diskutiert, zur einer gemeinsamen Auffassung hat es noch nicht
gereicht. Die Dissonanz ist nicht allein bei den sozial-ökologische Aspekten und Kosten, zu
suchen, es liegt auch an der unzutreffenden Vorstellung, allein komplizierte Modelle und großer
Aufwand könnten die Frage klären.
Eine gewisse Ausnahme in der Literartur machen die beiden Artikel, [1], [2], sie sperchen einige
der offenen Frage an und legen Teillösungen vor. In [1] wird am Problem der Zuweisung eines
bestimmten Volumen auf ein beziehungsweise zwei Speicher gezeigt, dass die Umwelt-
99
belastung bei zwei kleineren Talsperre höher ist als bei einer einzigen, große Sperre. Und in [2]
kommt der Verfasser beim Vergleich von Laufkraftwerken zum Schluss, dass die
Umweltbelastung von einer Vielzahl kleinerer Anlagen vergleichbar, z. T. sogar gravierender
sein kann als bei wenigen großen Anlagen. Beide Schlüsse sind aber, wie nachfolgende
gezeigt wird, Sonderfälle.
Dieser Beitrag ist ein Versuch, vom Standpunkt der Umweltverträglichkeit, den Meinungen zur
Frage welche, der beiden, Entwicklungstrategie : große Zahl kleinere Sperren vs. kleine Zahl
großer Sperren den Vorzug zu geben ist, konkrete, nachvollziehbare Antworten entgegenzustellen
Belastung
Modelle sind Abstraktionen der Wirklichkeit. Die Erfahrung zeigt, dass in vielen Fällen des
praktischen Wasserbaus mit einfache Modellen nicht weniger zuverlässigere Ergebnisse erzielt
werden können, als mit verwickelten Formulierungen. Ein Polynom der Form z. B.
E
k1 A J
(1)
worin A die Oberfläche des Stausees bezeichnet, die eine Funktion der Sperrenhöhe ist, bietet
eine ebenso brauchbare Basis zur Beschreibung des bio-physikalischen und sozialökonomischen Belastung von Talsperren, wie anspruchvollere Formulierungen. Für den
Exponent muss gelten, ȖҚ1, denn eine mit der Höhe abnehmende Belastung würde sowohl dem
Sachverhalt als auch der Erfahrung widersprechen.
Gl.(1) wird im Folgenden in Kombination mit den Flächen- und Speicherinhaltslinien
A
k 2 ( x )h D
und
V
(2)
k 3 ( x )h E
(3)
benutzt, um die Belastung als Funktion der Höhe zu beschreiben. Der Exponent Į bewegt sich
zwischen 1 und 2 und ȕ, der mit Į durch ȕ= Į+1 zusammenhängt, zwischen 2 und 3. Der
Koeffizient andererseits schwankt in der Regel je nach Flussgebiet in weiten Grenzen, und
nimmt in Fließrichtung, mit dem Aufweiten der Flusstäler, zu.
2
Laufkraftwerke
2.1
Anlagen ohne Tunnel und Kanäle
Zunächst sei der Fall einer Flusstrecke mit konstanter Breite behandelt. Die Sohlneigung sei J,
Länge L und Gesamtfallhöhe H, die mittels n Projekten entwickelt werden soll. Die n Projekte
liegen im gleichen Abständen ǻx von einander entfernt und die Krafthäuser seien in
unmittelbarer Nähe der Sperren angeordnet. Die Fallhöhe eines jeden der n Projekte in Reihe
ist h=H/n. Gl.(2) in Gl.(1) eingesetzt, ergibt mit Ȝ=ĮȖ, die Belastung E eines des Projektes i in
der Entfernung iǻx vom oberen Ende der Flussstrecke wie folgt
100
E
ki'xh
O
(4)
mit k = k2k3.
Durch Einsetzen von ǻx=h/J erhält man
E
k O 1
ih
J
(5)
und die Summe der Impacts der n Sperren und Speicher lautet
k / J (1h O1 2 h O1 3 h O1 ...i 3 h O1 ...nh O1 )
ET
(6)
oder in Summenform
k / Jh O1
ET
n ( n 1)
2
worin der Ausdruck n(n-1)/2 die bekannte, von C. Gauß entdeckte, Summenformel für die
natürlichen Zahlen von 1,2...n ist. Durch Substitution von h=H/n und Umordnen folgt der
Ausdruck,
k
n 1
H O1 O
2J
n
E T (n)
(7)
der für jede beliebige Zahl von Projekten gültig ist. Für einen Ausbau mit m statt n Projekten gilt
k
m 1
H O1 O
m
2J
E T (m)
Angenommen n Қm, damit ET(n) ET(m) muss die Ungleichung
1 n d1 m
nO
mO
(8)
erfüllt sein, welche umgeformt lautet
O
m 1
§m ·
¨ ¸ d
©n ¹
n 1
(9)
Angenommen n=m+1, so erhält man für ET(n) ET(m) die Bedingungen
O
1
§ 1·
¨1 ¸ d1 © n¹
n 1
(10)
Da Ȝ Қ1, d.h. die Ungleichung Gl. (10) ist stets erfüllt. Mithin ist die Belastung bei einer großen
Zahl von kleinen Projekten immer geringer ist als jene, verursacht von einer kleineren Zahl von
großen Projekten. Infolge Ȝ Қ1, gelangt man zu diesem Schluss auch durch Deduktion..
101
Lässt man die Restriktion gleicher Talbreite und konstanter Sohlneigung fallen lassen, und
betrachtet man die Koeffizienten, k2, k3, als Funktionen der Sperrenstelle x, so erhält eine
Formulierung, die das Aufweiten des Flusstals berücksichtigt und der Wirklichkeit
entgegenkommt. An der Schlussfolgerungen des letzten Paragraph ändert sich im Prinzip damit
aber nichts.
Eine analytische Lösung für den Fall ohne Restriktion gleicher Fallhöhe ist nicht bekannt. Man
kann aber die Aufgabe als Mehrstufenprozess aufzufassen, speziell als ein Problem des
“kürzesten Weges” , und mit Dynamischem Programmieren lösen [3], [4]. Es reicht aber schon
eine Analyse der Struktur der Aufgabe und des Lösungsweges, um, unter Beachtung der
Bedingung hi hi-1 (sie schließt den Einstau oberhalb liegender Sperren aus), zu erkennen,
dass niedrige Sperren in größerer Zahl umweltfreundlicher sind als eine kleine Zahl großer
Sperren.
2.2
Anlagen mit Tunnel und / oder Kanäle
Sperren und langen Tunnels bieten vom Standpunkt der Umweltverträglichkeit sehr attraktive
Lösungen, wie im Folgenden gezeigt wird.
Zu diesem Zweck sei ein Flußabschnitt mit der Fallhöhe H und Entwicklung mit n Wasserkraftanlagen betrachtet. Nimmt man nun an, p der n Anlagen bleiben erhalten, und der Rest n-p
werden durch Tunnel von gleicher Länge und in gleichen Abschnitten ersetzt. Die gesamte
Fallhöhe sei in beiden Fällen dieselbe. Die Belastung der p Anlagen, ist wie leicht einzusehen
um den Faktor p/n geringer, als bei Entwicklungen ohne Tunnel.
Den Ausdruck für die gesamte Belastung erhält man wie oben. Jener zufolge der n Anlagen gibt
Gl.(7) und für eine Entwicklung mit nur p Sperren gilt
k
O1 p 1
HD
2J
pO
ET
(11)
worin HD die Fallhöhe der p Sperren bezeichnet. Die Bedingung für den Vorzug eines Ausbau
mit Tunnel statt ohne Tunnel folgt daraus zu
HD
O 1
p1
n1
d H O 1 O
O
p
n
(12)
die alternativ wie folgt geschrieben werden kann
p1
H O 1 n 1
)
d(
pO
HD
nO
(13)
und stets erfüllt ist, da Ȝ Қ1. Im Hinblick auf Verträglichkeit ist der Ausbau mit Tunneln
offensichtlich jenem ohne Tunnels überlegen.
Ersetzt man H=H D + HT so lautet Gl.13
102
H
p1
n1
d (1 T ) O 1 O
O
p
HD
n
und durch Umformen erhält man schließlich
H
n p1
d (1 T ) O 1
( )O
p n1
HD
(14)
worin der Ausdruck auf der rechten Seite ein Maß für die Belastung darstellt. Wie ersichtlich, ist
die Belastung umso kleiner, je größer der Ausdruck auf der rechten Seite von Gl.14, der
denselben Sachverhalt wie das Scale Distinction Criteria von Gleick ausdrückt.
3
Speicherprojekte
3.1
Umwelteinwirkung (Belastung)
Folgenden Ausdruck für die Belastung E von Speicherprojekten als Funktion deren Volumens
erhält man aus der Kombination der Gleichungen (1), (2) and (3)
E
k 4V Z
(14)
worin Ȧ=ȖĮ/ȕ =ȖĮ/(Į+1) und k4 jeweils Konstanten sind. Die Belastung von n Reservoirs in
Reihe, jedes mit einem Volumen von Vn, ist
En
k 4 nVnZ
(15)
und denselben Ausdruck für m Reservoirs erhält man indem man n durch m ersetzt.
Daraus folgt die Bedingung En Em bei n Қm
n Vm Z
d( )
m Vn
(16)
bei der es sich um eine notwendige Bedingung handelt, die sowohl für die Volumenzuteilung als
auch die Entnahme erfüllt sein muss.
3.2
Zuteilung
Das
Problem
besteht
darin,
eine
bestimmtes
Wasservolumen
V
auf
1,2,3,4,...
.n
beziehungsweise 1,2,3,4,…m Speicher gleicher Kapazität aufzuteilen. Die Lösung muss neben
der notwendigen Bedingung Gl (16) auch noch die Kontinuitätsbedingung, Gl.17 befriedigen
V
mVm
nV n
(17)
Gl. 17 in Gl. 16 eingesetzt liefert folgendes Kriterium
n
§n·
¨ ¸ d ( )Z
©m¹
m
(18)
103
woraus ersichtlich, dass im Falle n Қm, En Em nur dann möglich ist , wenn die Ungleichungen
Zt 1
(19)
beziehungsweise
Jt
E
D
(20)
erfüllt sind. Im Bereich der üblichen Werte von Į und ȕ, bewegt sich der Quotient ȕ/Į um etwa
1.5 d.h. ȕ/Į ~ 1.5 ist der Ausbau mit wenigen großen Sperren, einem solchen mit mehreren
kleinen Sperren überlegen. Dieses Ergebnis enthält jenes von Hawn als Sonderfall Ȗ=1. Bei ȕ/Į
> 1.5 ist der Ausbau mit kleinen Speichern die vom Standpunkt der Umweltveträglichkeit zu
bevorzugende Lösung.
3.3
Entnahme
Die Aufteilung eines bestimmten Wasservolumens auf mehrere Speicher ist relativ selten in der
Praxis, häufiger stellt sich die Aufgabe der Abflussregulierung d. h. eine gewünschte
gleichmäßige Entnahme mittels einer Reihe von hintereinander liegenden Speichern
sicherzustellen. Das dafür nötige, gesamte Speichervolumen ist eine Funktion des natürlichen
jährlichen Abflusses und dessen Schwankungen, der Zahl der Speicher, der Entnahmeregel,
beziehungsweise des Speicherbetriebs und der Versorgungssicherheit.
Für einen gegebenen Speicherbetrieb und eine bestimmte Versorgungssicherheit lautet die
Speicher-Wirkungslinie V/I=ı=ĭ(ȡ,Cv). Darin bezeichnen ȡ und ı Ausbaugrad und Ausgleichsgrad, d. h. Speichergröße und Entnahme bezogen auf die mittlere Jahreswasserfracht I,
beziehungsweise den mittleren jährlichen Abfluss Q und Cv den Variationskoeffizienten des
jährlichen Abflusses.
Angenommen der Zufluss I zur ersten Sperre sei der einzige natürliche Input in die
Speicherkette, dann besteht der Zufluss in den Speicher i aus dem Überfall des Speichers i-1,
d. h. die Zuflüsse nehmen flussabwärts ab, Ii Ii-1 , und der Variationskoefficient zu, Cvi Cv,i-1.
Die Zunahme ist exponentiell nach der Beziehung Cvi= f(Cv,i-1,ȡi ). In dem Maße, in dem Cv sich
erhöht, reduziert sich die Fähigkeit der Speicher, den Zufluss zu regulieren.
Für n Қm muss nunmehr nicht nur die Bedingung Gl 16, sondern auch die Nebenbedingung Rn
= Rm erfüllt sein, um damit die Ungleichung En Em zu befriedigen. Diese Nebenbedingung
schränkt zwar den Lösungsraum ein, da nur Lösungen gleicher Entnahmen in Frage kommen,
sie schließt aber auch eine analytische Lösung aus. Eine numerische Lösung folgenden
Gleichungssytems nach der Versuch-und-Irrtum-Methode für n=1,2,3 ... ist allerdings durchführbar, indem man die Entnahme aus den einzelnen Speichern solange variiert bis die
angezielte Entnahme den Wert Ro erreicht.
I 1 =I 0
Cv1=C v0
V/I=ı=ĭ(ȡ, Cv )
104
Cvi= f(Cv,i-1,ȡi ).
Für ein konkretes Projekt mit mehreren Talsperren mit mittlerem jährlichen Zufluss I= 19 m3 /s
und Variationskoeffizient Cv = 0.5 ist die Lösung in Tabelle 1 zusammengestellt. Vereinfachend
wurde der Einfluss der Versorgungssicherheit und die Wahrscheinlichkeitsverteilung der
natürlichen Wassermengen auf die Entnahme außer Acht gelassen. Der Stauraum wurde nach
der empirischen Speicherwirkungslinie
R UI
0.6(
V 0.28
) I
Cv2
berechnet, deren Struktur zunächst aus den Angaben von Dyck und Glos [5] und Hurst [6]
ermittelt wurde, mit anschließender Justierung an den Hauptdaten des Projekts. Für den
Zusammenhang Cvi= f(Cv,i-1,ȡi-1) wurde die lineare Approximation Cvi=(1+1.2ȡi)Cv,i-1 verwendet,
die aus synthetischen jährlichen Abflussreihen mit rein stochastischen und Markov-Eigenschaften abgeleitet wurde.
Die letzte Spalte in Tabelle 1 zeigt die Belastung für ein- und dieselbe Entnahme einer MehrSperren-Entwicklung im Vergleich zu jener mit nur einer Sperre. Die Belastung nimmt, wie zu
erwarten, mit der Zahl der Sperren exponentiell ab, etwa grob nach E ~ exp(-0.4n). Das
Ergebnis zeigt, dass in diesem speziellen Falle, die Verträglichkeit bei zwei bis drei kleinen
Sperren wahrscheinlich spürbar höher gewesen wäre. Ferner, das Projekt ist für einen aus dem
Erfahrungsrahmen fallenden, hohen Ausgleichsgrad von ȡ=0.94 ausgelegt, der offensichtlich in
den Projektdaten seinen Ausdruck findet, die Schlussfolgerungen dennoch nicht berührt.
Tabelle 1:
Das Ergebnis in Tabelle 1 wurde im Prinzip von anderen Kombinationen von jährlichen
Wassermengen, Variationskoeffizienten, Speicherkapazitäten und Entnahmen bestätigt.
105
4
Zusammenfassung
Die Wirklichkeit in einem konkreten Fall mag zwar der Entscheidung Zwänge auferlegen die
weder Theorie noch Modell erfassen können und die letztlich dann auch entscheidend sein
mögen. Dennoch kann man vor der Tatsache, dass vom Standpunkt der Umweltverträglichkeit
der Ausbau mit einer größeren Zahl niedriger Sperren dem Ausbau mit einer kleineren Zahl von
großen Sperren generell überlegen ist, die Augen nicht verschließen. Ausgenommen sind
Situationen mit linearer Zunahme der Belastung mit Sperrenhöhe, in diesem Falle stellt sich die
Frage groß vs. klein nicht.
Das Gesagte gilt sowohl für Wasserkraft, als auch jede andere Entwicklung der Wasserressourcen, die große Talsperren und Regulierung des natürliche Abflusse enthalten. Wasserkraftentwicklung sollte, im Rahmen des technisch und ökonomisch Vertretbaren, stets mit
niedrigen Sperren und Tunnels erfolgen, es sei denn, die lokalen Gegebenheiten und
Besonderheiten zwingen zu einer anderen Ausbauform.
Die üblichen technischen und wirtschaftlichen Maßstäbe und unzureichende Integration der
Umweltauswirkungen in die Projektbewertung sind häufig Ursache für unbefriedigende
Ausbaupläne. Jedes große Projekt mit potentiell signifikanter negativer Umwelteinwirkung sollte
deshalb stets mit zwei oder mehr niedrigeren Sperren verglichen werden, mit Ausnahme
natürlich von Situationen, die die Mehrspeicherlösung von vornherein ausschließen.
Literatur
[1]
Gleick, P.H., “Environmental consequences of hydroelectric development: The role of
facility size and type”, Energy Vol.17, No.8, Pergamon Press Ltd; 1992.
[2]
Haws,T., “Dam co-operation”; Dam Engineering, Vol. 5, Issue 4; December 1994.
[3]
Fahlbusch, F.E., “ Optimum River Basin Planning, a shortest Route Problem of Dynamic
Programming”
[4]
Bellman, R.E., “Dynamic Programming, Princeton University Press”, Princeton 1957
[5]
Dyck, S. and E.Glos, “Langfristiger Ausgleich natürlicher Abflussschwankungen der
Flüsse durch Talsperren”, Wasserwirtschaft-Wassertechnik, Januar 1957
[6]
Hurst, H.E., R.P.Black, and Y.M. Simaika, “ Long-Term Storage”, Constable & Co, London
1965
Dr.-Ing. Friedrich E. Fahlbusch
63391 East Squash Blossom Lane
Tucson, Arizona, 85739
USA
FEF1000@aol.com
106
Internationaler Vergleich zur Handhabung verbleibender
Risiken von Talsperren
The dealing with residual risks of dams - an international comparative study
Friedhelm Garbe
Abstract
The recent revision of the German technical dam’s standards, the DIN 19700 (2004), re-quires
risk assessment and reducing of residual risks in special cases. This new safety concept leads
to the question, how to put this new need of the DIN 19700 (2004) into practice. A comparative
study of 21 countries shows, that international regulations are very concretely and extensive. In
most of the countries residual risks have to be examined by hypothetical dam break analysis
and flood wave computations, which are the base for emergency concepts. In some countries
these concepts includes alarm systems. The international regulations give practicable examples, how to implement dam risk assessment in Germany.
Zusammenfassung
Mit der Neufassung der Stauanlagennorm DIN 19700 (2004) wird für Talsperren eine
Bewertung und ggf. Verminderung verbleibender Risiken gefordert. Für die Praxis ergibt sich
die Fragestellung, wie diese Anforderungen im Detail umzusetzen sind. Durch eine Vergleichsstudie in 21 Ländern wird gezeigt, dass die Festlegungen zum Umgang mit Restrisiken
international sehr konkret und weitgehend sind und als Beispiel für eine Umsetzung in
Deutschland dienen können.
1
Veranlassung
Durch den dauernden Aufstau besitzen Talsperren ein in der Regel hohes Gefährdungspotential. Im Versagensfall können für Menschen, Sachwerte und die Umwelt erhebliche
Überflutungsschäden entstehen. Eine Voraussetzung für die öffentliche Akzeptanz von Talsperren ist neben sozioökonomischen und ökologischen Fragestellungen ihre Sicherheit. Für
die Realisierbarkeit von Talsperrenprojekten muss jedoch gleichzeitig eine Balance zwischen
Wirtschaftlichkeit und Sicherheit gefunden werden, da mit einem Anstieg des Sicherheitsgrades
bis zu einem gewissen Maß ein Anstieg der Kosten verbunden ist (Bild 1).
107
Bild 1:
Sicherheitsgrad und Kosten
Es obliegt rechtlichen und technischen Regelungen die konträren Ansprüche "sicher und
wirtschaftlich" akzeptabel aufzulösen. In Bezug auf die Konsistenz von Sicherheitsmaßen und
die Riskoakzeptanz sind neben technischen jedoch auch gesellschaftspolitische Fragestellungen („wie sicher ist sicher genug?“) zu lösen. Bisher bestand in Deutschland die
Sicherheitsphilosophie, dass Talsperren "nach menschlichen Ermessen sicher sind" und ein
Versagen einer Talsperre "mit an Sicherheit grenzender Wahrscheinlichkeit ausgeschlossen
werden kann". Mit Neufassung der Norm sind Restrisiken in Folge eines Überschreitens des
Bemessungshochwassers 2 und des Bemessungserdbebens zu bewerten und ggf. zu
vermindern. Hieraus ergibt sich die Fragestellung, wie diese Anforderungen in der Praxis
umzusetzen sind. Ein internationaler Blickwinkel eröffnet die Möglichkeit, nationale
Anforderungen und Konzepte vergleichend zu bewerten, zu begründen und bei Erfordernis
weiterzuentwickeln.
2
Sicherheits-, Zuverlässigkeits- und Risikobegriff
Gewöhnlich versteht man im Bauwesen unter "Sicherheit" die qualitative Fähigkeit eines
Tragwerkes (hier: das Absperrbauwerk der Talsperre) Einwirkungen zu widerstehen. Das Maß
der Sicherheit wird als "Zuverlässigkeit", das "Risiko" als die Eintrittswahrscheinlichkeit eines
Ereignisses unter Berücksichtigung der Folgen (z. B. Schadenshöhe) bezeichnet. Menschen
sind dem Risiko "Talsperre" in der Regel unfreiwillig ausgesetzt. Bei vorhandenem
Risikobewusstsein einer Gesellschaft setzt die Ausführung eines Talsperrenprojekts die
gesellschaftliche Akzeptanz des verbleibenden Risikos voraus. Anknüpfend an diesen
Akzeptanzbegriff wird von der amerikanischen Katastrophenschutzbehörde FEMA die
Sicherheit von Talsperren wie folgt definiert:
"Die Talsperrensicherheit ist die Wissenschaft und Technik die Unversehrtheit und den
Bestand von Talsperren in der Weise sicherzustellen, dass diese keine unakzeptablen
Risiken für die Öffentlichkeit, Sachwerte und die Umwelt darstellen."
Mit dem Begriff der Risikoakzeptanz begründet sich ein Sicherheitskonzept, bei dem die
Sicherheit als erbracht gilt, wenn das vorhandene Risiko einer Talsperre ein bei vergleichbaren
108
Situationen von der Gesellschaft akzeptiertes (technisches) Risiko nicht übersteigt (Konsistenz
der Sicherheitsmaße).
3
Internationaler Vergleich
3.1
Welttalsperrenbestand sowie ausgewertete Länder und Institutionen
Der weltweite Bestand großer Talsperren (ICOLD-Kriterien) beträgt rd. 52 000 Anlagen. Er wird
durch die Volksrepublik China dominiert, in der sich nahezu die Hälfte dieser Anlagen
(rd. 24 000) befindet.
Tabelle 1: Zahl der ausgewerteten Länder und Institutionen
Kontinent
Anzahl der
ausgewerteten
Länder
Talsperrenbestand
in den Ländern
(ICOLD Kriterien)
Anzahl der
ausgewerteten
Institutionen
1
915
1
Asien
2
28 755
2
Australien / Ozeanien
2
603
3
13
4 487
14
2
10 004
9
Afrika
Europa
Nordamerika
Süd- und Mittelamerika
Summe
1
635
1
21
45 399
30
Die USA (9 265), Indien (4 636), Spanien (1 205) und Japan (1 077) folgen als Nationen mit
mehr als 1 000 großen Talsperren. Im Vergleich hierzu besitzt Deutschland 311 Anlagen. In der
durchgeführten Untersuchung wurden die Regelungen von 30 Institutionen in 21 Ländern und 6
Kontinenten ausgewertet (Tabelle 1). Deren Anlagenzahl umfasst 86 % des Welttalsperrenbestandes. Die Arbeit stützt sich auf die Auswertungen in Garbe [1].
3.2
Regelungen zur Handhabung des verbleibenden Risikos
Betrachtete Aspekte der Untersuchung waren Regelungen zu Risikoanalysen, Risikobewertungen und Notfallkonzepten. Wesentliches Mittel, um das Risiko eines Talsperrenversagens insbesondere für eine Gefährdung von Menschenleben abzuschätzen, sind Talsperrenbruch- und
Überflutungsanalysen. Als organisatorische Maßnahmen sind Notfallkonzepte anzusehen, in
denen Notfallpläne und gegebenenfalls Alarmsysteme als Bestandteil enthalten sind.
Die Tabelle 2 zeigt zusammenfassend die Festlegungen der ausgewerteten Länder und
Institutionen (ohne Deutschland), die jeweils für Talsperren ab einer festgelegten Gefährdungsoder Größenklasse obligatorisch sind.
109
Talsperrenbruch- und Überflutungsanalysen
Talsperrenbruch- und Überflutungsanalysen sind für 18 Institutionen Teil des Sicherheitskonzepts (Tabelle 2). Nach den Ergebnissen dieser Analysen richten sich sowohl Klassifizierungen wie auch aufzustellende Notfallkonzepte aus. Die Untersuchungen gliedern sich
regelmäßig im drei Schritte: Festlegung des Ausgangs- und Bruchszenarios sowie
Durchführung von Überflutungsberechnungen.
Als Ausgangszustand werden meist ein Normal- und Hochwasserfall betrachtet. Der Normalfall
beinhaltet regelmäßig Mittelwasserverhältnisse bei Talsperrenvollstau ("Sonnenscheintag"). Im
Hochwasserfall bildet der Zulauf und Einstau bei Hochwasser (bis zum BHQ) die Randbedingungen eines Versagens.
Bei der Festlegung des Bruchszenarios ist zu entscheiden, in welcher Zeitspanne sich die
Bresche mit welcher Größe im Absperrbauwerk ausbildet. Hier reichen die Ansätze von einem
plötzlichen und totalen Bruch (z. B. Schweiz [4]) bis hin realitätsnäheren Betrachtungsweisen (z.
B. Norwegen [5]). Abschließender Schritt der Untersuchungen sind Überflutungsberechnungen.
Mit diesen werden als Resultate die Fließgeschwindigkeit und der Wasserstand, deren zeitlicher
Verlauf sowie das Eintreffen der Flutwelle (Vorwarnzeit) für relevante Fließquerschnitte im
Unterstrombereich ermittelt.
Für Maßnahmen des Katastrophenschutzes wird die Darstellung des Überflutungsbereiches in
topographischen Karten gefordert (z. B. Norwegen Maßstab 1:5.000 [5]). Für eine Bewertung
der Überflutungsberechnungen sind in einigen Ländern (z. B. Schweiz [4]) Schwellenwerte der
Auswirkungen festgelegt, bei dessen Überschreiten von einem Gefährdungspotential für die
Unterlieger auszugehen ist.
Notfallkonzepte
Die Aufstellung von Notfallkonzepten ist für 18 Institutionen geregelt (Tabelle 2). Sie dienen der
Vorsorge, um Evakuierungsmaßnahmen der Bevölkerung im potentiellen Überflutungsbereich
vornehmen zu können und ggf. den Verlust von Vermögenswerten zu minimieren. Einen sehr
großen Raum nehmen diese Konzepte in den Talsperrenregelwerken der USA, Kanadas,
Neuseelands, Finnlands, Norwegens und Australiens ein (z. B. [2], [3], [5], [6]).
Der wichtigste Teil der Notfallkonzepte sind Notfallpläne. Sie sind formelle Dokumente, die dem
Talsperrenbetreiber im Gefahrenfall Handlungsanleitungen geben sollen. Die vorliegenden
internationalen Regelungen zu Notfallplänen lassen wie folgt zusammenfassen:
Notfallpläne
– sind in der Regel verbindlich für Talsperren, die ein Gefährdungspotential für die Unterlieger
darstellen.
– sind im Allgemeinen vom Talsperrenbetreiber aufzustellen und mit der Talsperrenaufsicht und
der örtlichen Katastrophenschutzbehörde abzustimmen.
– sollen Meldewege festschreiben, um im Gefahrenfall die örtlichen
Katastrophenschutzbehörden umgehend zu alarmieren und die rechtzeitige Warnung der
Bevölkerung zu gewährleisten.
110
– sollen in Karten überflutungsgefährdete Bereiche darstellen und damit als Grundlage für
Evakuierungspläne örtlicher Katastrophenschutzbehörden dienen.
– sollen in gewissen Zeitabständen überprüft und ggf. überarbeitet werden, um Änderungen der
Meldewege und des Gefährdungspotentials im Unterstrombereich zu berücksichtigen.
– sollen durch regelmäßige Übungen erprobt werden, um ihre Umsetzbarkeit in der Praxis zu
trainieren und zu testen.
Tabelle 2: Regelungen zur Handhabung des verbleibenden Risikos
Land / Institution
Risikoanalyse
und -bewertung
Bruch- und
Überflutungsanalysen
Notfallkonzepte
und -pläne
Alarmsysteme
Australien / New South Wales
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
nein
Australien / Queensland
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
nein
Brasilien
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
China
optional
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
Finnland
optional
optional
obligatorisch
optional
Frankreich
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
Indien
obligatorisch
obligatorisch
nein
nein
Italien
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
Jugoslawien (bis 2003)
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
Kanada / Alberta
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Kanada / British Columbia
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Kanada / CDA
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Neuseeland
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Norwegen
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Österreich
optional
optional
optional
keine Angaben
Portugal
obligatorisch
optional
obligatorisch
optional
Schweden
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
keine Angaben
Schweiz
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
Spanien
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
Südafrika
optional
keine Angaben.
keine Angaben
keine Angaben
Tschechien
obligatorisch
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
USA / Alaska, Ferc, Washing.
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
USA / FEMA
obligatorisch
obligatorisch
obligatorisch
optional
USA / New York
obligatorisch
keine Angaben
obligatorisch
nein
USA / USBR
obligatorisch
keine Angaben
keine Angaben
keine Angaben
Vereinigtes Königreich
obligatorisch
nein
nein
nein
111
Alarmsysteme
Eine Minderheit der betrachteten Länder und Institutionen schreiben ausdrücklich Alarmsysteme als Teil des Notfallkonzepts vor (Tabelle 2). In Kanada, Neuseeland, Norwegen,
Portugal, Finnland und Spanien können ggf. nicht näher beschriebene Warnsysteme gefordert
werden. Für Nordamerika werden Meldungen über Radio und Fernsehen als mögliche Warnmedien genannt ([2], [3]). In Frankreich, Italien und der Schweiz sind Sirenen als Alarmgeber im
Unterstrombereich Praxis. Sehr weitgehend sind die Schweizer Festlegungen, nach denen z. Z.
62 Stauanlagen mit Wasseralarmsirenen ausgerüstet sind [4]. Alarmsysteme sind sowohl Teil
des allgemeinen Katastrophenschutzes als auch vom Betreiber der Talsperre zu errichten und
zu unterhalten.
3
Fazit
Deutschland zählt zu einer Minderheit der betrachteten Länder, bei denen der Umgang mit
verbleibenden Risiken von Talsperren nicht konkreten Regelungen unterliegt. Mit der DIN
19700 (2004) wird das Talsperrenregelwerk in Deutschland für Risikobewertungen und Risikoverminderungen erstmals geöffnet. Zur Umsetzung der in der Norm sehr allgemein gehaltenen
Vorgaben bietet das internationale Regelwerk konkrete Verfahren für die Praxis, um Risikoanalysen und Maßnahmen zur Verminderung des Restrisikos zu entwickeln und umzusetzen.
Mit einer Umsetzung von Verfahren, die sich am internationalen Stand der Technik orientieren,
ist ein erkennbar höherer Aufwand verbunden, der in der Regel über den Umfang der
bisherigen Sicherheitsnachweise und -maßnahmen für Talsperren in Deutschland hinausgeht.
Dieser erhöhte Aufwand kann mit der gebotenen Anpassung an einen internationalen Stand der
Technik begründet werden. Durch eine wirklichkeitsnahe Einschätzung des Gefährdungspotentials wird zugleich eine Überprüfung der Einstufung der Sicherheitsanforderungen im
Einzelfall und damit auch eine Revisionen von Sicherheitsbewertungen ermöglicht.
Die Untersuchung macht indirekt deutlich, dass in einer Vielzahl von Ländern Restrisiken von
Talsperren in einem gewissen Umfang akzeptiert werden. Durch die Aufstellung von
Notfallkonzepten, die vielfach Notfallpläne mit Überflutungskarten und seltener Alarmsysteme
enthalten, werden Restrisiken von Talsperren transparent und für die Gesellschaft
wahrnehmbar dargestellt. Eine Bewertung und Verminderung des Risikos nach internationalen
Standards eröffnen für Deutschland die Aussicht, einen Diskussionsprozess über akzeptierbare
Risiken von Talsperren anzustoßen. In diesem Prozess können die hohen Sicherheitsstandards
von Talsperren im Bezug zu anderen technischen Risiken vergleichend darstellt werden.
Literatur
[1]
Garbe, F.: Konzepte zur Hochwassersicherheit von Talsperren im internationalen
Vergleich. Diplomarbeit, Technische Universität Dresden, Institut für Wasserbau und
technische Hydromechanik, Juli 2006, unveröffentlicht.
[2]
Federal Emergency Management Agency: Federal Guidelines for Dam Safety Emergency action planning for dam owners (FEMA 64). Washington: U.S. Department of
Homeland Security, 2003.
[3]
Canadian Dam Association: Dam safety guidelines. Edmonton, Alberta: January 1999
112
[4]
Garbe, F.: Das Schweizer Sicherheitskonzept für Talsperren - ein Konzept für
Deutschland? In: Hermann, R. A.; Jensen, J. (Hrsg): Sicherung von Dämmen, Deichen
und Stauanlagen, Handbuch für Theorie und Praxis, Vol. II. Siegen: Unversitätsverlag
Siegen, 2006, S. 367-375.
[5]
Molkersrød, K.; Konow, T.: Requirements for operation of dams in the Norwegian
legislation. Norwegian Water Resources and Energy, Directorate (NVE), Oslo, Norway,
http://www.nve.no (Zugriff am 22.04.2006).
[6]
Dam safety Committee New South Wales: Operation, Maintenance and Emergency
Management Requirement for dams - DSC12. http://www.damsafety.nsw.gov.au, April
2003.
Dipl.-Ing. Friedhelm Garbe
Bezirksregierung Arnsberg
- Umweltverwaltung Unteres Schloß
57072 Siegen
friedhelm.garbe@bra.nrw.de
113
Verbesserung der Unweltverträglichkeit großer Talsperren.
Beispiele im Einzugsgebiet des Júcars (Spanien)
Improvement of the environment around big dams.
Examples in the catchment area of the Júcar river (Spain)
Silvia García-Wolfrum
Abstract
To improve the environmental impact caused by the construction of large reservoirs in the
catchment area of the Júcar river in the south-east of Spain, smaller dams are being built inside
the areas flooded by large reservoirs. By maintaining a constant water level at the smaller
dams, good conditions for the establishment of a riverside habitat are created. This particular
purpose imposes special limitations on the construction of the smaller dams, as are the footing
problems in these areas with thick layers of sediments and the need to design both the final
dams and the constructive processes to be overflowed.
Zusammenfassung
Zur Verbesserung der Umweltverträglichkeit großer Talsperren werden im Einzugsgebiet des
Flusses Júcar im Südosten Spaniens innerhalb der Staubecken kleinere Talsperren gebaut, die
im Endbereich größerer Staubecken einen festen Wasserpegel einhalten sollen und so günstige
Lebensbedingungen für ein Auenökosystem schaffen sollen. Diese spezielle Zielstellung führt
zu besonderen Anforderungen an die Talsperren.
1
Einleitung
Talsperren mit großem Stauraum und großer Kronenhöhe sind notwendig, um die Wasserversorgung großer Städte oder der Landwirtschaft sicherzustellen.
Doch die Einhaltung dieser Zielstellungen kann zu sehr großen Schwankungen des Wasserpegels innerhalb des Staubeckens führen. In Trockenperioden werden große Flächen, die normalerweise vom Wasser bedeckt sind, aufgedeckt. Die Schwankungen im Wasserpegel
machen die Ansiedlung einer Ufervegetation in diesem Grenzbereich unmöglich.
Zur Aufbesserung der Umweltverträglichkeit großer Talsperren werden im Einzugsgebiet des
Flusses Júcar im Südosten Spaniens innerhalb der Staubecken kleinere Talsperren gebaut, die
im Endbereich größerer Staubecken einen festen Wasserpegel einhalten sollen und so günstige
Lebensbedingungen für ein Auenökosystem schaffen sollen.
Diese spezielle Zielstellung führt zu besonderen Anforderungen an die Talsperren. Dies soll in
diesem Beitrag anhand von einem Beispiel im Einzugsgebiet des Júcars aufgezeigt werden, wo
innerhalb des Staubeckens der Talsperre Alarcón zwei kleinere Talsperren gebaut werden.
114
2
Die Talsperre Alarcón
2.1
Der Bau der Talsperre Alarcón
Die Talsperre Alarcón sperrt den Fluss des Júcars im Südosten Spaniens in seinem Mittellauf
ab. Die Niederschläge in dem Einzugsgebiet des Júcar sind spärlich und zudem unregelmäßig.
Große Trockenperioden können von Gewittern abgelöst werden, bei denen binnen weniger
Tage 95 % des gesamten Jahresniederschlags registriert werden.
Zweck der Talsperre Alarcón ist es, Wasser für die Wasserzufuhr der Städte des Küstengebiets
zwischen Castellón und Alicante (einschließlich Valencia) und für die intensive Landwirtschaft in
diesem Bereich der Mittelmeerküste zu liefern. Um dies mit der notwendigen Garantie tun zu
können, trotz Unregelmäßigkeit der Niederschläge, ist ein relativ großer Stauraum notwendig.
Der Bau der Talsperre Alarcón wurde im Jahre 1942 begonnen und im Jahre 1955 beendet. Die
maximale Kronenhöhe der Sperre beträgt 67 m, die Kronenlänge 317 m und der maximale
Stauinhalt bei Vollstau 1112 hm3.
Um die hohe Speicherungskapazität der Sperre zu erreichen, wurden insgesamt 6840 ha Oberfläche unter Wasser gesetzt. Der von der Sperre am weitesten entfernte Punkt des Staubeckens ist 47 km von der Sperre entfernt - mit einer gesamten Uferlänge von über 243 km.
Seit ihrem Bau ist diese Sperre ein Schlüsselelement in der Regelung des Júcars, da sie 33 %
der Gesamtspeicherungskapazität darstellt, und sein Einzugsgebiet im Schnitt etwa 31 % der
Gesamtwasservorräte liefert.
Zusätzlich fließt im Endbereich des Staubeckens der Umleitungskanal Tajo - Júcar-Segura in
den Júcar, der jährlich dem Júcar einen Mittelwert von 478 hm3 zuführt. Derjenige Anteil des
Wassers, der für den Fluss Segura bestimmt ist, wird wenige km unterhalb der Sperre von
Alarcón wieder aus dem Flussbett des Júcars genommen, muss aber innerhalb des Staubeckens von Alarcón „zwischengelagert“ werden.
2.2
Veränderungen um das Staubecken Alarcóns nach dem Bau der Sperre
Der Bau der Talsperre Alarcón wurde für die Bevölkerung der Umgebung des Staubeckens ein
einschneidendes Ereignis.
Einerseits wurden während des Baus viele neue Arbeitsplätze geschaffen. Andererseits
machten sich nach der Beendigung des Baus die durch das Staubecken überfluteten Gebiete
stark bemerkbar, und zwar durch Abnahme der landwirtschaftlich nutzbaren Gebiete,
insbesondere der fruchtbarsten im Talbereich. Die Überflutung betrifft bis zu 30 % der
Gesamtoberfläche der jeweiligen Gemeindebezirke. Je nach Stand des Wasserpegels im
Staubecken stehen jedes Jahr verschieden große Gebiete für die Landwirtschaft zur Verfügung.
Gleichzeitig wurde das Staubecken ein unüberbrückbares Hindernis für die Bevölkerung der
Umgebung: was früher benachbarte Ortschaften waren, wurde jetzt durch einen langen Umweg
getrennt. Dies führte auch zu einem ökonomischem Rückfall der Region.
Diese Faktoren, zusammen mit der damals in Spanien einsetzenden Industrialisierungsperiode,
führten zu einer kontinuierlichen Abnahme der Bevölkerung im Umkreis der Sperre. Im Laufe
115
eines Jahrzehnts verloren die anliegenden Ortschaften etwa ein 75% ihrer vorherigen Bevölkerung.
Zusätzlich wurde die Landschaft der Umgebung stark verändert. Nicht nur die Sperre selbst,
sondern das Staubecken an sich führte zu einer kompletten Umgestaltung der Umwelt.
Die Schwankungen im Wasserpegel in Alarcón sind sehr groß. Je nach Wasserpegel in Alarcón
kommen im Endbereich des Staubeckens entweder eine schöne Seeoberfläche oder große
Flächen morastartige Böden zutage. Durch die großen Schwankungen im Wasserniveau ist in
diesem Bereich die Ansiedlung einer stabilen Vegetation nur schwer möglich.
3
Bau zweier kleinerer Talsperren innerhalb der Sperre Alarcón
Im Jahr 2007 wurde der Bau zweier kleinerer Talsperren im Endgebiet des Staubeckens der
Talsperre Alarcón begonnen. Diese Sperren werden, wenn in der Sperre Alarcón Vollstau ist,
vollkommen überflutet, halten aber im Fall eines geringeren Wasserpegels einen konstanten
Wasserspiegel im Endbereich des Staubeckens (Bild 1).
Bild 1:
Übersicht über die geplanten Sperren
Von beiden Sperren soll diejenige weiter flussaufwärts (Sperre A) 622 m lang und maximal 6 m
hoch werden. Das Stauvolumen wird 2,94 hm3 betragen. Diejenige flussabwärts (Sperre B) hat
eine Kronenlänge von 1087 m und eine maximale Höhe von 9,7 m. Das Stauvolumen wird
21,93 hm3 betragen.
Beide Sperren werden durch den Bau eines Netzes von Wanderwegen, Anlegestellen für kleinere Boote, Zufahrten und Parkplätze ergänzt.
116
Durch die Verwirklichung dieser Projekte wird erhofft, dass in der Umgebung dieser Talsperren
verschiede positiven Effekte produziert werden:
– Verbesserung der Umweltverträglichkeit der Sperre Alarcón, durch Ansiedlung einer stabilen
Ufervegetation und Bildung einer großen Wasserzone mit geringer Wassertiefe mit großem
Interesse als Nistgebiete für Vögel
– Aufbesserung der Landschaft
– Aufschwung des Tourismus in diesem Gebiet, durch Nutzung von Teilen der Becken zum
Schwimmen und für andere Wassersportarten, und Rückgang des Bevölkerungsschwunds
– Wachstum der Ökonomie im Umfeld
Dieses Projekt ist Teil des spanischen Nationalplans für Hydrologie und wird teilweise durch
EU – FEDER - Fonds finanziert.
4
Konstruktive Anforderungen an die Talsperren
4.1
Hydraulische Randbedingungen
Die Situation der Sperren A und B innerhalb des Staubeckens von Alarcón führt notgedrungen
zu der zeitweiligen Überflutung dieser Sperren.
Dies hat einerseits zur Folge, dass der Querschnitt der Sperren so entworfen werden muss,
dass diese einem beidseitigen Wasserdruck widerstehen können (Bild 2).
max. 3.00
5.00
max. 3.00
795
2.00
max. 4.00
0.75
0.75
1
1
2.00
AUFFÜLLUNG MIT MATERIAL
AUS DER AUSHEBUNG
1
2.00
4.00
1
1
12.00
1
AUFFÜLLUNG MIT MATERIAL
AUS DER AUSHEBUNG
1
2
2.5
2.00
1
1
2.00
18.00
RCC
12.00
FLUSSSOHLE
1
2
AUFGEBESSERTER BODEN
2.5
GRÜNDUNG
Bild 2:
Querschnitt der Sperre A (Sperre B ist identisch, aber mit größerer Kronenhöhe)
Die Sperren müssen aus einem bindigen Material hergestellt werden, damit sie die Zeitspannen
unter Wasser ohne Schäden überstehen können. Diese Bedingung, zusammen mit der großen
Gesamtlänge der Sperre, hat zu der Entscheidung geführt, die Absperrbauwerke aus RCC zu
bauen.
Letztlich steht der Baugrund für die beiden Sperren regelmäßig unter Wasser. Bei Vollstau ist
der Wasserpegel innerhalb der Sperre Alarcón 806 m über dem Meeresspiegel, während der
Vollstau in Sperre A bei 795 m und bei Sperre B bei 790 m liegt.
Um den Wasserpegel in Alarcón nicht eine für den Bau sichere Höhe übersteigen zu lassen, ist
eine koordinierte Nutzung des gesamten Stausystems des Júcars notwendig.
117
4.2
Gründungen
Das Fließen des Júcars durch das Tal, und später die Ablagerung des Feststoffeintrags des
Júcars seit dem Bau der Sperre Alarcón, hat dazu geführt, dass sich eine große Dicke
morastartiger Böden in den Gebieten angesammelt hat, in dem die Gründungen für die Sperren
A und B gebaut werden sollen. Bis zu 11,5 m Böden mit nur geringer Tragfähigkeit (SPT Werte von 3-8) sind unter der Sperre A, und y 8,6 m unter der Sperre B zu finden, hauptsächlich
Tonerde mit Schliff mit geringen Anteilen von Schotter. Unter diesen Schichten sind dann
kompaktere, kompetentere Schichten roter Tonerde mit Gipsmineralien zu finden (SPT - Werte
17-70, Anteil SO4- bis zu 0,5%).
Die Tiefe des tragfähigen Substrats ist im Vergleich mit der Gesamthöhe der Sperren (4 und 7,7
m über der Flusssohle) groß, so dass sie vollständige Ersetzung der Gründung bis zu der
kompetenten Schicht mit zu großen Kosten verbunden ist. Da außerdem ein Durchfluss von
Wasser unter der Sperre zu keinem realem Wasserverlust führen würde, da das Wasser in der
Sperre Alarcón angesammelt werden würde, wurde entschieden, einen Teil des Bodens durch
eine Mischung mit Zement (etwa 2,8 %) zu verbessern (Bild 2), und die Sperren auf diesem
aufgebessertem Material zu gründen. Dies erspart die Aushebung des Gesamtvolumens unter
der Gründung bis zu der Schicht, roter Tonerde mit Gipsmineralien und verringert auch den
notwendigen Aufwand an RCC-Beton.
Zusätzlich ist es vorgesehen, dass durch eine Vorladung des Gründungsgebiets die zu erwartenden Senkungen der Sperren begrenzt werden.
4.3
Vorantrieb der Arbeiten vor Ort
Der Bau der Sperre A hat Ende Februar 2007 begonnen. Als Erstes wurde die Flussumleitung
in Angriff genommen. Ein Umleitungskanal führt das Wasser über das rechte Flussufer wieder
dem Fluss zu. Die Umleitung kann einen Abfluss von bis zu 200 m3/s problemlos abführen.
Der Erdaushub für die Gründung der Sperre A ist mit Motorschürfladern bewältigt worden. Der
schichtartige Abbau des Bodens, der diese Gerätschaften möglich macht, wurde dazu genutzt,
den Boden gleich zu sortieren, so dass der Teil des Bodens, der als aufgebesserte Bodenschicht genutzt werden soll, gleich separat zwischengelagert werden konnte (Bild 3).
Gleichzeitig wurde schon mit dem Abbau und Sortierung von Zuschlagstoffen für die Produktion
des RCC-Betons aus den Flussterrassen begonnen.
Der Bau der Sperre B soll Mitte Mai 2007 beginnen. Da die Sperre B der Talsperre Alarcón
näher als die A ist, ist der Grundwasserspiegel noch näher an der Talsohle. Dies wird zu einer
schwierigeren Ausführung der Gründungsarbeiten führen - mit dem heutigem Wasserpegel
(Ende April 2007) in Alarcón müsste mit mindestens 3 m Wasser über der Gründungssohle
gerechnet werden.
118
Bild 3:
Aushebung der Gründungssohle der Sperre A
Literatur
[1]
Benlliure, J.M.; Gómez de Membrillera M.: Proyecto de azud bajo para el espejo de agua
en la cola del embalse de Alarcón, 2006.
Dr. Silvia García-Wolfrum
Plaza San Juan de la Cruz s/n
E-28071 Madrid
sgwolfrum@mma.es
119
Anomalous behavior investigation of the sealing core at the
Slezska Harta dam
Untersuchung des Dichtungskern an der Slezska Harta Talsperre
František Glac
Abstract
Unusual development of pore pressure was observed in the clay core of the dam. Regarding
observation, the level of pressure was very close to the water level in reservoir and its change
caused the same change of pressure measured by in-core sensors. Geophysical methods were
used as action for the investigation and the drill holes were carried out. The site with high
porosity and humidity was detected inside the core. Jet grouting technology was used for the
repair.
Zusammenfassung
Im Dichtungskern des Dammbauwerks wurde eine ungewöhnliche Entwicklung des Porenwasserdrucks festgestellt. Die Messungen zeigten, dass sich dieser Porenwasserdruck nur sehr
wenig vom Druck des Oberwasserstands unterschied. Ein Wechsel des Speicherwasserstandes
verursachte nahezu die gleiche Änderung der Porenwasserdrücke im Tonkern. Geophysikalische Methoden und Bohrkerne fanden zur Analyse dieses Verhaltens Verwendung. Ein
Bereich mit hoher Durchlässigkeit und Bodenfeuchte wurde innerhalb des Kernes ermittelt. Bei
die Sanierung kam das Düsenstrahlverfahren zum Einsatz.
1
Dam and reservoir
The Slezská Harta dam is located in the north part of Moravia. The purpose of the reservoir is
improvement of the water quality for water-supply purposes, improvement of discharge on the
river Moravice, Opava and Odra, facilitation of water intake for industrial purposes and usage of
water energy. The construction began in 1987 and finished in 1997. The filling of the reservoir,
which began at the beginning of 1996, was quickened by the floods in 1996 and 1997 and it
finished in 1998.
The dam Slezská Harta is stony with inclined average clay sealing, two-stage filter and
transitional zone. Upstream face is at the slope within sections of 1 : 2 – 2,05, downstream face
at the uniform slope of 1 : 1,8.
Within the ground plan, the dam is camber contrary to water in the shape of circular and
transition curve arch. At the crest, there is a main road. The dam was filled with local materials.
Stabilizing stony zones of the dam were filled with basalt taken from the nearby stone pit. Loose
material was put into the dam in the layers of 1,2 m and they were compacted the vibrating
roller or plate. Greywacke was used for a part of upstream face within the range of fluctuation of
water level. Transitional zones and parts of filter were filled in the layers of 60 cm from the valley
boulder gravel mined in the area of nowadays backwater area. The major part of the filter was
120
filled with imported sand. Central core of the dam is relatively massive and it is filled with local
sealing clay. It is, at the whole length, based on concrete block of grout gallery and on spread
wing. In the abutment, the core widens and it is joined on grout gallery, in the right abutment it is
joined on undergroung wall. The dam is situated in the difficult geological conditions. In the area
of the right bank under the mantle of basalt, there is situated massive strata of fluvial and
deluvial sediments with variable permeability. The strata of Kulm is represented here by shale
and it is broken in this area breakdown zone of the cross cutting, which crosses the dam axis in
the width of 20 m. Inside the breakdown zone, there are zones of extremely disrupted material
with the character of mould. Distinct mechanical softening of ground massif up to the depth of
30-40 m was found in the left slope. (Figure 1)
Figure 1: Instrumentation in right abutment
2
Dam monitoring system
Regular measurement of deformation and seepage regime is made at the dam within the dam
safety maintenance. Regarding this purpose, most of the measurements is equipped with
automatic measurement system with the transmission dispatching centre.
Vertical deformations are observed by geodetic measurement on the crest of the dam and in the
grouting gallery. Horizontal deformations are measured on the crest and downstream face by
geodetic measurement too. There are also extensometers for measuring deformations inside
the dam fill. Monitoring system for measuring seepage regime consists of seepage
measurements in the drainage system, measurement of water level in piezometers in grouting
gallery and the dam surrounding. Pore and total pressures are measured inside the clay core.
Gauges are situated in three profiles in several levels. One profile is in the middle of the dam
and next two in abutments. Measurement of them is fully automatic.
2.1
Anomalous results of measurements
In the right abutment, there are gauges placed in two levels (Figure 1). Since June 2001, the
change in level of pore and total pressures in the upper group of gages was observed. From
that time, values of pressure immediately react to change of water level in reservoir. Level of
121
pressures indicated connection with water level in reservoir. The group of sensors consists of
ten sensors which are divided into four groups. There are four sensors of pore pressure, each in
one group and six sensors of total pressure. All of them had a similar reaction.
2.2
Analyzes
Investigation started after anomaly was recognized. At first, all measurements were checked,
and the whole system was tested. There were few inaccuracy discovered, but the result of
measurement was confirmed. Relationship with other measurements especially with
deformations was searched in next step. There was found an increased settlement in 1998 in
the right abutment. Investigation was carried out by a group of experts who created four
hypotheses reasons of that anomaly. As a main reason, wrong implementation of the sensors
inside the clay core was signified. Sensors were installed in more than one-meter deep and 0.8
meter wide cut with vertical wall. The material inside the cut could not probably be enough
compacted. It might have resulted into the creation of zone with high porosity and maybe
cavern. But in that area, other influences were found, such as small total pressure in the
vertical direction, arching effect of transition zones between rockfill and filters with high
inelasticity, which could influence the creation of that anomaly. Probably, there was a
combination of more of those factors. The connection among those factors is being verified with
the mathematic model now.
3
Investigations
For the understanding of mentioned anomaly, survey were carried out which were divided in two
parts – geophysical and drill.
3.1
Geophysical survey
There were used two methods: multi-electrode cable for resistance measurement and ground
penetrating radar (GPR). For the first one, holes were drilled with 2 m spacing across the
roadway construction to the clay core and electrodes were placed there. Measurements were
carried out in two areas; under the cut with sensors and the other one in the middle of the dam.
It was measured twice with different level of water in reservoir. Result was the foundation of the
location with increased resistance near the group of sensors (Figure 2) [2]. The cut is more than
8 m under the crest. The GPR measurement did not indicate any anomaly and it was evaluated
as unsuitable.
Figure 2: Result of geophysics measurement
122
3.1
Drill survey
The core hole was carried out straight to the cut. Video inspection and a number of geophysical
measurements were made in the borehole, which confirmed results of visual assessment. From
used methods here, e.g. Natural Gamma Ray Logging, Caliper Logging, Magnetic susceptibility
etc. could be mentioned. There was found the material with high humidity and porosity in depth
from 7 to 9.4 m under the crest (Figure 3). Next core hole was carried out in the downstream
side of the cut and the same series of investigation was proceeded. But no anomaly was found
there. Both boreholes were fixed by casing pipe.
Figure 3: Repair scheme
123
For the limitation of defective site, dynamic penetration test was realized in nine places. Results
confirmed that there is strictly bounded 1.5 m wide area with humid and porous clay and that
this area is not going crosswise the clay core.
4
Repair work
For repair of that site, technology which could create impermeable element in upstream part of
clay core was searched. The material of that element has to have similar deformation properties
like the origin undamaged clay core. Technology of jet grouting was used. There were created
41 columns consequently in two rows. The expected values of impermeability, solidity and
deformational module were achieved. It was confirmed by two boreholes witch were carried out
90 days after grouting work. All installed sensors are still work. They could be used for control of
seepage throw the new sealing.
Literature
[1]
Bradáþ, V.: Oprava tČsnících prvkĤ, þ.s. 4673, Inženýrskogeologický prĤzkum, Algoman
s.r.o., prosinec 2004
[2]
Levý, O.: 2.2., Slezská Harta, Geofyzikální prĤzkum - závČreþná zpráva, Inset s.r.o.,
þervenec 2004
František Glac, Ing.
Povodí Odry státní podnik
Department of water structures
Varenská 49
Ostrava
701 26
Czech Republic
glac@pod.cz
124
Neue Überlegungen zur Speichergrößenoptimierung
bei Pumpspeicherkraftwerken
New thoughts on optimization of the dam size of pumped storage
power plants
Hansjörg Gober, Karl Nackler
Abstract
Pumped storage power plants are currently experiencing a comeback and following that thought
existing criteria of dimension and size optimization tends to be void. New parameters are
necessary to optimize the size of dams, tunnels and pipes, but also operational modes of
existing dams.
On the basis of a parameter survey it’s possible to demonstrate the impact by new parameters
on the optimization of dam-characteristics, for example the price policy development of the
electricity market
Zusammenfassung
Einhergehend mit der erlebten Renaissance von Pumpspeicherkraftwerken zeigt sich, dass
bisher bekannte Bemessungskriterien und Größenoptimierungen ihre Gültigkeit verlieren und
vollkommen neue Parameter Eingang zur Optimierung finden. Dies trifft auf Speichergrößen
und Triebwasserwege ebenso zu wie auch auf geänderte Betriebsweisen bei bestehenden
Speichern.
Anhand einer Parameterstudie kann der Einfluss neuer Parameter, wie etwa die Börsenpreisentwicklung am Strommarkt auf technische Kenngrößenoptimierung gezeigt werden.
Pumpspeicherung und Strommarkt im Wandel der Zeit
Pumpspeicherung hat im letzten Jahrhundert Blüte und später gänzliche Stagnation miterlebt,
bevor kürzlich wieder ein starker Boom eingesetzt hat. Auch in der Strombedarfsdeckung gab
es eine ähnliche historische Entwicklung – starkem Aufschwung folgte zwischenzeitlich eine
Phase gedämpfter Entwicklung, bis sich schließlich wieder ein eindeutiger Trend starken
Bedarfs herauskristallisierte.
Historische Entwicklung der Pumpspeicherung
Im mitteleuropäischen Raum begann man Anfang der 30er Jahre des vergangenen Jahrhunderts mit dem Bau leistungsstarker Pumpspeicherwerke über 100 MW. Nach kriegsbedingter Unterbrechung wurde diese Entwicklung fortgesetzt und der Ausbau häufigkeitsmäßig, wie
auch leistungsmäßig gesteigert. Mit wenigen Ausnahmen, wie etwa der Anlage in Vianden
(LUX) mit einer Leistung von 1100 MW hat man sich bei einer Leistungsobergrenze von etwa
500 MW eingependelt. Bemerkenswert ist dann aber im geschichtlichen Überblick, dass mit
Beginn der 80er Jahre der Ausbau von Pumpspeicherkraftwerken stagnierte und erst wieder
125
kürzlich eine echte Renaissance zu erleben scheint. Mit der Anlage Goldisthal begann der
Neustart, einige Großanlagen in Österreich befinden sich bereits im Bau.
Veränderungen im Strommarkt
Der europäische Strommarkt hat tatsächlich erst mit der Liberalisierung nach der Jahrhundertwende durch die Schaffung von Teilmärkten eingesetzt. Zuvor war die Bedarfsdeckung national
gesteuert, internationale Stromgeschäfte liefen über wenige staatliche Großunternehmen.
Durch den Liberalisierungsschritt mit der Freigabe des Marktes wurde an den neu geschaffenen
Börsen eine rasche Preisanpassung an die jeweilige Bedarfssituation deutlich. Stündlich stark
schwankende Preisunterschiede mit ausgeprägten Tagesspitzen und Nachttälern mit bemerkbaren Abschwächungen an Wochenenden waren das Ergebnis, wobei Sommer-Winter-Unterschiede nicht unbedingt hervorstechen.
Parallel zur Liberalisierung haben sich jedoch noch weitere Trends abgezeichnet: Eine in den
90er Jahren noch prognostizierte Stromverbrauchsstagnation ist nicht eingetreten, der gegenteilige Effekt mit jährlichen Steigerungsraten von 2 bis 3 % ist gegenwärtig, womit die Bedarfsdeckung zur Kernfrage geworden ist, zumal Kernkraftausstieg und Weltklimaziele ständige
Diskussionsthemen sind. In diesem Zusammenhang forcierte Energiequellen, wie etwa die
erneuerbare Windkraft haben aber neue Probleme aufgeworfen. Die stochastische Energiebereitstellung erfordert vermehrten Bedarf an Regel- und Ausgleichsenergie. Für diese spezielle
Bedarfsdeckung ist aber nicht jede Energieform geeignet.
Ergebnis beider Entwicklungen
Dass Pumpspeicherkraftwerke ab 1980 kaum mehr errichtet wurden, lag daran, dass
Leistungsbewertung keinen Stellenwert mehr hatte und die national gesteuerten Stromtarife zu
wenig differenzierte Preisansätze zwischen Tag- und Nachtstunden beinhalteten, welche nicht
einmal die zwangsläufig auftretenden Pumpverluste wettmachen konnten. Der börsenpreisorientierte Erzeugungspreis ab 2001 hat mit einem Schlag die Situation umgekehrt und der
Pumpspeicherung in Zusammenhang mit der idealen Einsetzbarkeit als Regel- und Ausgleichsstrombedarfsdecker zu seiner Renaissance verholfen.
Strompreis als bestimmender Faktor
Der Wert von Regel- und Ausgleichsenergie unterliegt eigenen Marktregeln, die von regionalen
Bedarfs-, aber auch organisatorischen Gegebenheiten (Regelzonen etc.) abhängen. So wird die
Wirtschaftlichkeit eines Pumpspeicherkraftwerkes mehr oder weniger auf die Bereitstellung der
Reserve- und Regelenergie oder andererseits auf die optimale Ausnutzung des Börsenstrompreises (mit Verwendung der höchstpreisigen Jahresstunden für die Erzeugung und der
tiefstpreisigen für das Verpumpen) gestützt.
Börsenpreisdiskussion
Zur bestmöglichen Nutzung der Preisdifferenz zwischen Hochpreissektor und Niedrigpreissektor
unter Maximierung der Gesamtstunden auf Basis Erlösmaximierung ist das Studium der
Strompreisverläufe [1] nach statistischen Regeln und die Kenntnis dieser Auswertung vonnöten.
In einer vereinfachten Betrachtung zeigen Ganglinien von Stundenpreisen in wochenweiser
126
Zeitachse und Dauerlinien auf Jahresbasis die wichtigsten Charakteristika (Bild 1); klarerweise
differieren die Wochenganglinien eines Jahres entsprechend erklärbarer Parameter leicht
voneinander, was auch in den unterschiedlichen Wochendauerlinien zur Geltung kommt.
Bild 1: Börsenpreisdauerlinien 2002 – 2006 mit charakteristischer Wochenganglinie
Wichtig scheint aber der sich abzeichnende Trend im Laufe der ersten Jahre seit der Liberalisierung des Strommarktes, was am besten an Hand des Vergleiches der Jahresdauerlinien zu
erkennen ist: Eine klare Parallelverschiebung der Dauerlinie mit leicht unterschiedlicher, aber
genereller Preisanhebung von Jahr zu Jahr ist zu verzeichnen. Der eindeutige Beweis der
wachsenden Nachfrage, des steigenden Bedarfes liegt damit auf der Hand, denn die Börse ist
„das“ Regulativ zwischen Nachfrage und Preis.
Weiter ins Detail gehend sind natürlich weitere Entwicklungen ablesbar, wie etwa saisonale
Einflüsse in Form von Kälte- oder Hitzeperioden. Sogar Großrevisionen und Netzengpässe
können tageweise die Börsenpreissituation stark verändern, haben aber auf den Gesamttrend
wenig Einfluss.
Abgeleitete Wirtschaftlichkeitsüberlegungen
Bei vereinfachter Wirtschaftlichkeitsüberlegung für Pumpspeicherkraftwerke werden zunächst
Erlösanteile zufolge Ausgleichs- und Regelenergie unberücksichtigt gelassen und das
Augenmerk grundsätzlich auf die Nutzung der Preisdifferenz gelegt. Idealisierterweise werden
auch Speichergrößen und Betriebsweisen als uneingeschränkte Parameter in erster Betrachtung angenommen, um die Grenzen der modellhaften Betrachtung auszuloten. Damit ist eine
Dauerlinien-Diskussion angebracht, wonach ein idealisiertes Jahresmodell mit maximiertem
Ausnutzungsgrad (d. h. optimales Verhältnis der Pump- und Turbinenstunden, gewichtet nach
127
dem jeweiligen Durchschnittsbörsenpreis bei Erlösmaximierung) jene Kernaussagen treffen
kann, welche noch nicht direkt die Individualität einer speziellen Anlage berücksichtigt.
Die Trendberücksichtigung, nämlich Aktualisierung bzw. Prognostizierung des Börsenpreisverlaufes gibt auch noch keine Aussage auf eine Individualanlage, vielmehr kann sie Investitionssicherheit geben.
Einschränkende Parameter
Die Projektierung individueller Anlagen ist natürlich viel komplexer. Würde in nachkalkulatorischer Weise ein Modellkraftwerk mit optimiertem Einsatz betrieben werden, so ergäbe sich
durch Kumulierung der Betriebswassermengen am Jahresende eine Differenzwassermenge,
welche einer Modellspeichergröße eines Jahresspeichers entspräche. In Abhängigkeit der
individuellen Leistung könnte man auf eine tatsächliche Speichergröße umrechnen.
Gerade darin liegen die Einschränkungen, denn die individuelle Anlage geht von unterschiedlichen Rahmenbedingungen aus, wie z. B.:
– Vorhandene Speichergrößen als begrenzende Parameter
– Neu zu errichtende Speicher mit topografischen, umweltbezogenen oder sonstigen Grenzen
– Kapazitätsmäßige Grenzen einer bestehenden Anlage
– Kapazitätsmäßige Grenzen eines Übertragungsnetzes
– Anpassungsbedingte Regeln für den Kraftwerkseinsatz
So wurde im Rahmen der KELAG-Kärntner Elektrizitäts-Aktiengesellschaft ein Programm entwickelt in welchem die entsprechenden Rahmenbedingungen und Einschränkungen berücksichtigt werden können und damit der eingeschränkte Ausnutzungsgrad erfasst werden kann.
Dies erlaubt in weiterer Folge auch die Bemessungskriterien für Anlagengrößen neu zu
definieren, wozu in erster Linie die Speichergröße, aber auch Triebwasserdimensionierungen
zählen.
Neue Dimensionierungsüberlegungen für Pumpspeicherkraftwerke
Leistungsfestlegung
In der Regel ist die Festlegung der Leistungsgröße nach oben hin durch einige wenige Faktoren
eingeschränkt, wie etwa der Kapazität des Übertragungsnetzes oder eben der Größe bereits
bestehender Speicher. Gegenüber früheren Erkenntnissen spielt jedoch die Betriebsweise welche indirekt wieder abhängig vom Börsenpreis ist – eine entsprechende Rolle. Das
Optimierungsprozedere ist mit bestehenden Speichern deutlich leichter als bei neu zu
errichtenden Speichern, da weitere Iterationsschritte unter Verwendung der SpeicherBaukosten-Variation wegfallen.
Speichergrößendimensionierung
Hat man früher klare Vorgaben für Speichergrößen entsprechend dem Nutzungszweck einer
Pumpspeicheranlage gehabt, wie etwa Jahres-, Wochen- oder Tagesspeicher [2], so kann man
heute eine optimierte Betriebsweise mit Erlösmaximierung entsprechend dem Börsenpreis-
128
verlauf für die Speicherdimensionierung heranziehen. Zur Verdeutlichung dieser Optimierung
wird ein fiktiver Jahresspeicher als Obergrenze und ein fiktiver Tagesspeicher als Untergrenze
ermittelt, wobei als Eingangsparameter die entsprechenden Betriebsweisen unter
Börsenpreisverwendung durchfahren werden (Bild 2).
Bild 2: Erlöstendenz bei unterschiedlichen Speichergrößen mit charakteristischer Betriebsweise
Schnell stellt sich dann heraus, dass der so genannte Wochenrhythmus der Erlösmaximierung
nahe kommt, wobei es da im Detail erst auf die spezielle Optimierung der Betriebsweise mit
Ausnutzung der Preisspreizung ankommt. Ergebnis der Untersuchungen ist dann eine fiktive
Speichergröße als Faktor einer reinen Tagesspeichergröße. Beispielsweise wird ein etwa 2facher Tagesspeicher das Optimum darstellen. Die Untersuchungen zeigen, dass im Bereich
zwischen 1-facher und 2-facher Tagesspeichergröße die stärkste Erlösverbesserung liegt und
mit weiter zunehmendem Speicherraum nur mehr geringe Erlöszunahmen zu erwirtschaften
sind (Bild 3).
Fazit ist jedenfalls, dass der Börsenpreisverlauf zum bestimmenden Faktor der Speicherdimensionierung von Pumpspeicherkraftwerken geworden ist.
Weitere Optimierungen
Ebenfalls abhängig von den preisoptimierten Betriebsweisen können in der Folge andere
Dimensionierungsfragen werden. Einlaufbauwerke und Triebwasserwege können mit den
optimierten Betriebsweisen entsprechend ihrer höheren Betriebsstunden und damit erhöhtem
Reibungsverlustanteil ebenfalls verlustoptimiert dimensioniert werden.
129
Im Übrigen bieten diese Optimierungsüberlegungen auch die Möglichkeit bereits im Betrieb
befindliche Pumpspeicherwerke in punkto Betriebsweise optimal erlösorientiert anzupassen.
Bild 3: Spreizung - Tendenz in Abhängigkeit der Speichergrößen
Literatur
[1]
European Energie Exchange AG (EEX): Handelsergebnisse Spotmarktpreise 2002 - 2007
[2]
H. Simmler: Die Pumpspeicherwerke in Österreich, Österreichische Wasserwirtschaft;
Heft 7/8, 1972
Dipl.-Ing. Hansjörg Gober
hansjoerg.gober@kelag.at
KELAG-Kärntner Elektrizitäts-Aktiengesellschaft
Völkermarkter Straße 11
A 9300 St. Veit an der Glan
Prok. Dipl.-Ing. Karl Nackler
karl.nackler@kelag.at
130
Optimierte Glasfaserkabel zur Leckageortung und
Filtergeschwindigkeitsmessung
Optimized Fibreoptic Cables for Leakage Detection and Flow Velocity
Measurements
M. Goltz, S. Perzlmaier, M. Aufleger, V. Schramm
Abstract
The functional efficiency of the sealing element is crucial for the stability of water retaining
structures. Therefore leakage detection plays an important role in today’s dam monitoring. The
distributed measurement of seepage velocity using distributed fibre optic temperature
measurements in combination with the heat-pulse method allows for leakage detection and
quantification. In particular this method appears to be suited for the evaluation of risk of internal
erosion, since the decisive parameter of particle transport, the seepage velocity, can be
measured. The presented optimisation of the heat-up cables improves significantly the applicability and the accuracy of this method.
Zusammenfassung
Die Funktionalität von Dichtungselementen ist entscheidend für die Standsicherheit von
Stauanlagen. Daher nimmt die Leckageortung einen großen Stellenwert bei der Stauanlagenüberwachung ein. Mit der verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung mittels Aufheizmethode und
verteilter faseroptischer Temperaturmessungen können Leckagen lokalisiert und quantifiziert
werden. Besonders wertvoll erscheint die Methode für die Bewertung der Gefahr der inneren
Erosion, da mit der Filtergeschwindigkeit, der maßgebende Parameter für den Partikeltransport
gemessen werden kann. Die vorgestellte Optimierung der Aufheizkabel verbessert Anwendungsmöglichkeiten und Messgenauigkeit der Methode deutlich.
1
Einleitung
Seit einigen Jahren haben sich verteilte faseroptische Temperaturmessungen als
leistungsfähiges Werkzeug zum Erkennen und Lokalisieren von Durchsickerungen in Dämmen
etabliert [1]. Die Glasfasern dienen dabei als Sensor und Lichtleiter. Die Temperaturverteilung
entlang des Glasfaserkabels und deren zeitliche Entwicklung wird mit Hilfe von DTS Geräten
aufgezeichnet, welche aus einem Laser und einer optischen Auswerteeinheit bestehen. Das
zusätzliche Aufheizen der Kabel durch Anlegen einer Spannung an im Kabel integrierter
Kupferadern erlaubt die Unterscheidung restfeuchter, gesättigter und durchströmter Kabelumgebungen. Diese Methode wird seit mehreren Jahren im In- und Ausland erfolgreich zur
Überwachung der Funktionalität von Oberflächendichtungen eingesetzt [2], [3]. Im Rahmen
verschiedener Forschungsprojekte an der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft
der TU München ist die so genannte Aufheizmethode stetig weiterentwickelt worden. Dadurch
kann heute sowohl Sättigungsgrad als auch Filtergeschwindigkeit mit guter Genauigkeit verteilt
131
gemessen werden, was neue Anwendungen z. B. bei der Bewertung des Gefahrenpotentials
der inneren Erosion ermöglicht [4].
2
Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung
2.1
Funktionsweise der Aufheizmethode
Bei der Aufheizmethode werden die Glasfaserkabel durch Anlegen einer elektrischen Spannung
an im Kabel integrierter Kupferadern über etwa eine Stunde erwärmt, um eine Temperaturdifferenz dTi zwischen dem Kabelinneren und der Umgebung zu erzeugen. Diese Temperaturdifferenz setzt sich aus einer heizleistungsabhängigen Temperaturdifferenz dTK zwischen
Kabelinnerem und Kabelwand, sowie aus einer geschwindigkeitsabhängigen Temperaturdifferenz dTU zwischen Kabelwand und Umgebung zusammen. Die entsprechenden Kalibrierfunktionen können entweder auf analytischem Weg, unter Berücksichtigung der erzwungenen
Konvektion am Heizzylinder in einem durchströmten porösen Medium oder durch eine Vielzahl
von Aufheizversuchen bei unterschiedlichen Filtergeschwindigkeiten bestimmt werden. Der
Messbereich der Geschwindigkeit liegt in dem für wasserbauliche Fragestellungen relevanten
Bereich zwischen 10-5 m/s und 10-3 m/s. Die Messgenauigkeit hängt davon ab wie groß die
Spanne der Temperaturdifferenz, also der Unterschied der Temperaturdifferenz zwischen
langsamen und schnellen Geschwindigkeiten, gegenüber der Messgenauigkeit der verteilten
Temperaturdifferenzmessung ist (vgl. Bild 3). Die Spanne der Temperaturdifferenz kann durch
Verwendung künstlicher Kabelummantelungen mit geringer Wärmeleitfähigkeit und hoher
Porosität, durch Erhöhung der Heizleistung oder durch eine Reduktion des Kabeldurchmessers
vergrößert werden.
2.2
Einfluss der Heizleistung auf die Messgenauigkeit
Durch Anlegen einer Spannung U an einen Leiter mit dem elektrischen Widerstand Rel wird im
Leiter ein Strom I erzeugt. Der Leiter verhält sich dabei wie ein Ohmscher Verbraucher und
erwärmt sich. Der erzeugte konstante Wärmestrom entspricht der Leistung der Stromquelle und
ist das Produkt aus Spannung und Stromstärke. Der auf die Leiterlänge L bezogene
Wärmestrom wird als Heizleistung ql bezeichnet.
ql
q
L
U I
L
U2
Rel L
(1)
Die Heizleistung geht linear in die Spanne der Temperaturdifferenz und somit in die
Messgenauigkeit ein. Für die ausschließliche Leckageortung reichen Heizleistungen zwischen 3
und 5 W/m aus. Die verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung benötigt bei der Verwendung von
Standardhybridkabeln (Durchmesser ca. 10 mm) Heizleistungen von mindestens 10 W/m.
Wird das Aufheizkabel in einer Schleife verlegt können beide Enden an die Stromquelle
angeschlossen werden (Kabelschleife). Kann nur ein Ende des Kabels an die Stromquelle
angeschlossen werden, muss es mindestens zwei Leiteradern enthalten, die dann am
Kabelende zu einer internen Leiterschleife verbunden werden. In Bild 1 ist der Zusammenhang
zwischen Kabellänge, Heizleistung, Leiterquerschnitt und Heizspannung für Kabelschleifen und
interne Leiterschleifen dargestellt. Die Kabelschleifen benötigen bei gleicher Kabellänge und
Heizspannung nur ein Viertel der Kupferquerschnittsfläche wie die internen Leiterschleifen.
132
Bild 1:
2.3
Heizleistung über die Kabellänge für unterschiedliche Leiterquerschnitte bei
Kabelschleifen und Leiterschleifen nach [4]
Einfluss des Kabeldurchmessers und künstlicher Kabelumgebungen auf die
Messgenauigkeit
Bei keiner oder sehr langsamer Umströmung nimmt die Temperaturdifferenz zwischen
Kabelwand und Umgebung dTU mit abnehmendem Kabeldurchmesser zu. Der Grund dafür ist
die abnehmende Oberfläche die für den Wärmeaustausch zur Verfügung steht, unabhängig
davon ob freie Konvektion oder Wärmeleitung wirkt. Außerdem nimmt dTU bei keiner oder sehr
langsamer Umströmung mit abnehmender Wärmeleitfähigkeit der Umgebung zu. Da dTU
unabhängig von Kabeldurchmesser und Wärmeleitfähigkeit der Umgebung bei schnellen Geschwindigkeiten gegen Null strebt, nehmen folglich auch die Spanne der Temperaturdifferenz
und die Messgenauigkeit mit abnehmendem Kabeldurchmesser und abnehmender
Wärmeleitfähigkeit der Umgebung zu. Dem Kabeldurchmesser sind nach unten Grenzen
gesetzt, da das Kabel neben den Glasfasern auch die erforderlichen Kupferquerschnitte
aufnehmen muss, die über die Heizleistung mit der möglichen Kabellänge und der
Messgenauigkeit in Verbindung stehen. Als künstliche Kabelumgebungen haben sich mechanisch vernadelte Vliesstoffe mit mehreren Millimetern Dicke bewährt, wie sie zum Drainieren
und Filtern in der Geotechnik verwendet werden [4].
133
3
Optimierung der Aufheizkabel
3.1
Motivation
Handelsübliche Standardhybridkabel entsprechen nicht uneingeschränkt den Anforderungen an
ein optimales Ausheizkabel, welche lauten: möglicht dünn, möglichst viel Kupfer und idealer
Weise kostengünstig mit einer Vliesstoffumwickelung ab Werk
3.2
Kabelentwurf und Herstellung
Die Entwicklung der optimierten Aufheizkabel im Rahmen des von der Bayrischen
Forschungsstiftung geförderten Projektes erfolgte nach dem Grundsatz der Minimierung aller
Kabelkomponenten außer dem elektrischen Leiter. Bei dem Entwurf der Kabel wurde neben
den messtechnischen Erfordernissen besondere Rücksicht auf die Wirtschaftlichkeit der
industriellen Kabelfertigung genommen. Der Aufbau der Kabel wurde mit der LEONI Fiber
Optics GmbH so abgestimmt, dass die Herstellung der Kabel und das Aufbringen der Vliesstoffumwickelung auf herkömmlichen Produktionsstraßen mit einem vertretbaren Zeit- und
Materialaufwand erfolgen kann.
Nach der Herstellung wurden die Kabel im Werk der LEONI Fiber Optics GmbH den
Standardtests für Kabel unterzogen, die sicherstellen, dass die Kabel den allgemeinen Anforderungen für die Verlegung und den Betrieb genügen. Alle Kabel sind für eine Spannung bis 1000
Volt ausgelegt.
In Bild 2 sind ein herkömmliches Standardhybridkabel a) sowie die optimierten Aufheizkabel b)
bis d) dargestellt. Für Kabel b) konnten bei einem ähnlichen Aufbau wie beim Standardhybridkabel unter Verzicht auf das Stützelement und Minimierung der Isolation eine Reduktion
des Durchmesser von 12,3 mm auf 8,4 mm erreicht werden. Die Abnahme des
Kupferquerschnittes von 5 mm2 auf 3 mm² ist nur bei großen Kabellängen ein Nachteil. Das
Kabel c) verzichtet bei den Kupferadern auf die Isolierung und ist dadurch weniger als halb so
dick wie das Standardhybridkabel. Allerdings ist es nur für die Anwendung in Kabelschleifen
geeignet. Kabel d) hat einen ähnlichen Durchmesser wie das Kabel b) ermöglicht jedoch
aufgrund des größeren Kupferquerschnittes von 8 mm² wesentlich größere Kabellängen. Für
alle optimierten Kabel wurden die dünneren und stabileren HDPE Mäntel anstelle der üblichen
PE Mäntel gewählt.
3.3
Versuche
Um die positiven Einflüsse der Kabeloptimierung auf die Spanne der Temperaturdifferenz
messtechnisch belegen zu können, wurden die Aufheizkabel an der Versuchsanstalt für
Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München untersucht. Für jedes Kabel wurden
Aufheizversuche bei verschiedenen Filtergeschwindigkeiten in verdichtetem Sand mit und ohne
Vliesstoffummantelung durchgeführt.
134
Bild 2:
Aufbau der untersuchten Kabeltypen
Der Versuchsstand besteht aus einer Druckzelle mit 6 m Länge, in der mit einer Druckhöhe von
5 m und einem Schieber am Auslass, Filtergeschwindigkeiten bis 2·10-3 m/s eingestellt werden
können. Die Erwärmung der Aufheizkabel durch eine konstante Heizleistung erfolgte mittels
eines Stelltransformators bei kontinuierlicher Überwachung und Nachregulierung der Stromstärke und Spannung.
Ein Aufheizversuch setzt sich jeweils aus Nullmessungen, Aufheizmessungen und Abkühlmessungen zusammen. Die Filtergeschwindigkeit in der Druckzelle wird über die gesamte
Versuchsdauer konstant gehalten. Ausgewertet werden jeweils die Differenz zwischen den
Nullmessungen und den Aufheizmessungen nach ca. einer Stunde Heizzeit. Um eine detaillierte Beschreibung des Zusammenhangs zwischen Filtergeschwindigkeit und Temperaturdifferenz zu erhalten, wurden für jedes Kabel ca. dreißig Messpunkte erstellt.
3.4
Ergebnisse
Die Messungen bestätigen den beschriebenen theoretischen Zusammenhang zwischen
Temperaturdifferenz und Filtergeschwindigkeit, wie exemplarisch an den Ergebnissen der
Versuche mit dem Kabel b) in Bild 3 oben gezeigt wird. Die jeweiligen Spannen der
Temperaturdifferenz für die optimierten und herkömmlichen Aufheizkabel sind in Bild 3 unten
dargestellt.
135
Bild 3:
Gemessene (Punkte) und gerechnete (Linien) Temperaturdifferenzen bzw. daraus
resultierende Spannen der Temperaturdifferenz der untersuchten Kabel
Aus den gemessenen Spannen der Temperaturdifferenzen lassen sich die Anwendungsgrenzen der untersuchten Kabel ermitteln. Des Weiteren geben sie Aufschluss über die Vorteile
der optimierten Aufheizkabel gegenüber den herkömmlichen Standardhybridkabeln. Die
Verringerung des Kabeldurchmessers von 12,3 mm auf 8,3 bzw. 5,6 mm bedeutet eine
Erhöhung der Spanne dT bei Kabeln mit Vliesstoffummantelung von 4,11 K auf 5,07 bzw. 6,15
K. Für die verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung werden für ein Standardkabel wie Kabel a)
mit Vliesstoffummantelung ca. 10 W/m Heizleistung benötigt. Damit könnten mit einer internen
Leiterschleife und einer Spannung von 1000 V Kabellängen bis 2,5 km realisiert werden. Das
Kabel d) erreicht die gleiche Messgenauigkeit bei einer Heizleistung von 8,1 W/m und
ermöglicht bei einer Spannung von 1000 V Kabellängen von 3,6 km bzw. würde für eine
Kabellänge von 2,5 km nur eine Spannung von rund 700 V benötigen. Im Bezug auf die
Messgenauigkeit könnte diese bei einer Spannung von 1000 V und einer Länge von 2,5 km um
60% gesteigert werden.
Die Vliesstoffummantelung erzielt annähernd eine Verdoppelung der Messgenauigkeit
gegenüber der einfachen Verlegung des Kabels in Sand, was bereits bei mehreren praktischen
Anwendungen ausgenutzt wurde [5]. Die Kabel mit Vliesstoffummantelung ab Werk sind fertig
gestellt und werden derzeit getestet.
136
Literatur
[1]
Aufleger, M.; Conrad, M.; Perzlmaier, S.; Porras, P.: Improving a Fiber Optics Tool for
Monitoring Leakage. HRW, Sept. 2005, Volume 13, Number 4, S. 18 – 23.
[2]
Schäfer, P.; Perzlmaier, S.; Conrad, M.; Strobl, Th.; Aufleger, M.: Rehabilitation of Dam
Facings Monitored by an Advanced Technology for Leakage Detection. Proceedings of
the 21st Congress of the International Commission on Large Dams (ICOLD), Montréal,
Canada, 2003, S. 139 – 154.
[3]
Aufleger, M.; Perzlmaier, S.; Dornstädter, J.; Schewe, L.: A Leakage Detection System for
Concrete Faced Rockfill Dams. Proceedings of Symposium on Concrete Faced Rockfill
Dams, Yichang, China Sept. 2005, S. 255 – 264.
[4]
[5]
Strobl, Th.; Perzlmaier, S.; Matthes, H.: Zur Sicherheitsphilosophie bei der Sanierung von
Kraftwerkskanälen in Bayern. Tagungsband Wasserbausymposium Stauhaltungen und
Speicher, von der Tradition zur Moderne, Graz 27-30 Sept. 2006.
Dipl.-Ing. Matthias Goltz und Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Markus Aufleger
Technikerstraße 13
A-6020 Innsbruck, Österreich
matthias.goltz@uibk.ac.at
TIWAG – Tiroler Wasserkraft AG
A-6020 Innsbruck, Österreich
Dip.-Ing. Volker Schramm
LEONI Fiber Optics GmbH
Stieberstraße 5
D-91154 Roth
volker.schramm@leoni.com
137
Measurement Results on Full Scale Field Experiment using
Optical Fibre Detection Methods
Mess-Ergebnisse beim Feldexperiment mit faseroptischen
Untersuchungsmethoden
Cyril Guidoux, Yves-Henri Faure, Olivier Artières, Jean-Marie Hénault,
Jean-Jacques Fry, Sylvain Blairon, Jan Van Roosbroeck, Paul Royet
Abstract
Both active and passive temperature measurement methods have demonstrated their
functionality to locate leaks in dams. However the sensibility of measurements with respect to
external parameters such as air temperature or solar radiative flux has not been well investigated.
A full scale experimental basin was built to test active and passive measurements. Several
fillings were made since September 2006, in order to mimic sudden floods with different
meteorological conditions. The equipment is described, and results are presented. A special
emphasis is put on relationship between leakage flow rate and corresponding temperature
measurements.
Zusammenfassung
Sowohl aktive als auch passive Temperaturmessmethoden haben ihre Tauglichkeit für das
Lokalisieren von Deich bzw. Dammschäden bereits unter Beweis gestellt. Der Einfluss der
Lufttemperatur und der Sonneneinstrahlung auf das Messergebnis wurden jedoch bis jetzt
kaum untersucht.
Seit September 2006 wurden in einem eigens errichteten Testbecken umfangreiche Tests an
aktiven und passiven Temperaturmessmethoden durchgeführt. Zu diesem Zweck wurde eine
Reihe von Hochwasserereignissen mit unterschiedlichen meteorologischen Rahmenbedingungen simuliert. Die vorliegende Arbeit beschreibt die Testdurchführung und zeigt die Ergebnisse der Simulationen. Weiters wird ein Bezug hergestellt zwischen der gemessenen Strömung
im Deich und den gemessenen Temperaturen.
1
Introduction
Except overtopping, the majors risks for dykes safety are regressive erosion and dyke toe
slipping. During the past decade, numerous works, especially in the European Working Group
(EWG) on internal erosion, have highlighted the need of localizing and quantifying these
phenomenons. In such a goal, distributed optical measurements can be successfully used, both
for temperature and strain measurements.
Assuming that the optical fibre sensor is located as far as possible from the downstream face
and lies in the water table, the passive temperature measurement method has demonstrated its
functionality to locate leaks in dams [1]. However the sensibility of measurements with respect
138
to external parameters such as air temperature or solar flux has not been well investigated. The
active method has also been quite fully developed [2]. It requires a heating cable with heating
power among 3 W/m and 10 W/m, in order to detect seepages and to measure flow rates,
respectively.
However, the particular case of dry dykes as not been well documented. In this case, the
sensors could be above the water table. In southern countries, dry dykes have to be ensured
against most and most violent flooding with a detection system that requires as less civil work
as possible, for example a simple cable below a downstream shoulder that will be surely close
to the downstream face. In addition to that, a power supply in those areas could not be easily
available.
To go further on this particular case of dry dykes, a full scale experimental basin was built to test
active and passive measurements [3]. Two major fillings were made since September 2006 in
order to mimic sudden floods with different meteorological conditions. Several distributed
temperature sensors (DTS) were used. The building of the basin is depicted. Equipment is
described and experimental planning are presented.
2
Full scale experimental basin
The basin was built at the Cemagref facilities, near Aix-en-Provence, France. The experiment
was designed with four dykes of 2.5 m high with artificial leaks inserted in at two different levels.
Downstream of each dyke was planned to be covered by a geo-filter with optical fibres (OF) and
heating cable (HC) installed on it (Figure 1), covered by a gravel shoulder. It was planned to
build leakages with several geometry, in order to investigate influence of this parameter on
measurements.
Figure 1: Cross section of one basin side.
Built-up of the basin
The basin was built in spring of 2006. It is rectangular in shape and is 36 x 23 m in size at the
outer limits. The body of dykes is made of local silt clay loam with permeability around 10-11 m/s.
Most leaks were made of 0.3-m diameter geo-textiles cylinders filled with 10-3 m/s permeability
sand connected at the upstream side to a PVC tube ended by a gate. Other leaks were made in
the same way but with plane shapes, as the 4 m wide south bottom leak (Figure 2 and Figure
3). Those artificial leaks are providing 10-litre.min-1 theoretical flow rates that can be set up with
a waterproof electromagnetic flow-meter. A bottom outlet was installed for emergency emptying.
The basin can be filled with a high pressure pump providing high filling flow rate. An overflow
139
tube was inserted at the middle top of the North side, providing a 2.4-m constant water level,
and a gulley was build all around the basin.
Figure 2: Scheme of the entire basin.
Figure 3: Built-up of the bottom south controlled leak.
After civil work, OF and HC sections were connected together in four connection boxes standing
at each corner of the basin. Three OF lines were created this way: one multimode line for
temperature measurements using the Raman effect, and two single mode lines for temperature
and strain measurements using Brillouin effect. OF integrity were checked with Optical Time
140
Domain Reflectometry (OTDR). Then those OF lines were linked to a telecom cable joining the
instrumentation room.
DTS and sensors setup
In order to compare on field metrological performances, three devices were used for
temperature and strain measurements, provided by three suppliers: Sensornet, Sensa and
Omnisens. The first two devices only measure temperature, although the last one is a
Distributed Temperature and Strain Sensor (DTSS) that can measure two OF alternatively.
Environmental temperature conditions were monitored by PT-100 sensors. Meteorological
measurements, including wind speed and direction, solar flux and air humidity and temperature
were performed with a weather station installed on the crest of the North-East corner of the
basin.
Multimode fibre (Raman)
The Raman spectrometry allows to measure temperature by analysing the diffused part of the
incident light inserted in multimode fibre. The multimode line installed on the basin is 960 m in
length. Each side is equipped by two sections at the top and in the middle of the slope and one
at the bottom: T2, T3, M2, M3, B2, respectively. Each section of a side is connected to the
corresponding section of the following side in a clockwise manner starting from the North-East
corner. Then each complete loop is connected with the following, in the above order.
Single mode fibre (Brillouin)
The stimulated Brillouin spectrometry (SBS) allows measuring both temperature and strain. The
first line contains free single mode fibres from the geo-textile for temperature measurements;
the second one those for strain measurements. The first line is composed by three level of
fibres in the same way as for multimode line, with only one section by level: T2, M2, B2. Total
length of interest is 611 m. The second line consists in three different fibres lying at the bottom
and connected together, but only on three sides: east, south and west. Total length of interest is
471 m. This line is also temperature-sensitive, but the effect of temperature can be removed by
pure temperature measurements using Raman technology.
Heating cable
The HC lies around the fibres on each level of each side. It is made of copper wires and is
plugged in a 16-W power supply. According to the measured cable length and electric intensity
during tests, the distributed power is about 12 W/m. Since December of 2006, this cable was
extended with an extra length below early installed geo-membranes (GM) at the upstream side
(see below)
3
Experimental planning
There were two major fillings of the basin, from September to November 2006 and from
February to April 2007. These two periods were chosen because of their different environmental
thermal conditions.
141
First filling.
After a few cycles of filling and emptying, the basin was durably filled from the twelve of
September 2006 until the sixteen of November 2006. Some uncontrolled leaks were observed
when the water level reached its nominal value, especially around top artificial leaks of the East
side. Consequently, the water was maintained at a constant level of 2±0.1 m. Gates of the
bottom leaks were set up to 1 litre/min the fifteen of September 2006 and were increased each
month until about 10 litre/min.
Ten-minutes measurements were performed every ten minutes with the Sensornet DTS for
Raman measurements and with the Omnisens DTSS for Brillouin measurements.
GM installation and second filling.
In order to avoid uncontrolled leaks mentioned before, a GM covering of the upstream face was
realized during December 2006. One multimode and one single mode OF were lied on the
upstream slope under the GM, and were connected at the previous end of the Raman and
Brillouin temperature lines, respectively.
After a short filling done in order to check the GM integrity, the basin was filled the twenty-six of
January 2007, and is still full. The water remains at a constant level of 2.4 m. Gates of all leaks
were set up to 1 litre/min the thirty of January 2007, and were increased each month until 10
litre/min.
Five-minutes measurements were performed every ten minutes with the Sensa DTS for Raman
measurements. No SBS measurements were realized.
The main analysis of the basin data is part of a collective work realized with the Cemagref and
EDF. Results are reported in separated articles included in the final report of the EWG on
internal erosion [4]. A new measurement session is planed soon in order to investigate seepage
detection under the GM layer by the use of voluntary leakages in it.
4
Conclusion
A full scale experimental basin with controlled leaks was built, and fillings of several months
were realized. Deeper analysis have to be performed, however the first results [4] tends to
demonstrate that leaks are detectable without heat-up and without high contrast between air
and water temperature.
Literature
[1]
Johansson, S.: Seepage Monitoring in Embankment Dams. Doctoral Thesis, Royal
institute of Technology, Stockholm, Sweden, 1997
[2]
Perzlmaier S, Aufleger M, Conrad M: Distributed Fibre Optic Temperature Measurements
in Hydraulic Engineering – Prospects of the Heat-up Method. Proceedings of the 72nd
annual meeting of the international commission on large dams (ICOLD), Seoul, Korea,
May 16-22, p31, 2004
[3]
Guidoux C: Leak detection using optical fibre temperature measurements: Full scale field
experiment with passive and active detection method. 5th meeting of the European
142
Working Group on Internal Erosion in Embankment Dams, Sept 11-12, Stockholm,
Sweden, 2006
[4]
Vedrenne C et al., Active and Passive Defences against Internal Erosion; in the Final
Report of the European Working Group on Internal Erosion, Friesing, 2007
Cyril Guidoux, Ph.D. Student
Yves-Henri Faure, Ph.D.
cyril.guidoux@ujf-grenoble.fr
yhfaure@ujf-grenoble.fr
Laboratoire des Transferts en Hydrologie et Environnement (LTHE)
BP53
38041 Grenoble Cedex 09, France
Olivier Artières, Ph.D.
Tencate Geosynthetics Europe
9 rue Marcel Paul
BP 40080
95873 Bezons Cedex, France
o.artieres@tencate.com
Jean-Marie Hénault
jean-marie.henault@edf.fr
EDF
6 Quai Watier
78400 Chatou, France
Sylvain Blairon
sylvain.blairon@edf.fr
Jean-Jacques Fry
EDF CIH
73 373 Le Bourget du Lac Cedex, France
jean-jacques.fry@edf.fr
Jan Van Roosbroeck, Ph.D.
FOS&S
Cipalstraat 12-14
2440 Geel, Belgium
jvanroosbroeck@fos-s.com
Paul Royet
Cemagref
BP 31
13612 Aix en provence cedex 1, France
paul.royet@aix.cemagref.fr
143
Die Durchströmung von Dämmen und Deichen
Seepage in dams and dikes
Ronald Haselsteiner
Abstract
Dams with constant water level are commonly loaded by steady state seepage flow. At dikes
the estimation is allowed whether unsteady state seepage flow can be applied for loading
conditions. For the determination of those loading conditions among other aspects the
possibility of the failure of sealing elements or the occurrence of precipitation and their influence
on steady or unsteady state seepage flow should be respected.
Zusammenfassung
Talsperrendämme mit Dauerstau werden in der Regel stationär durchsickert. Im Unterschied
dazu kann bei Deichen abgeschätzt werden, inwiefern instationäre Durchsickerungsverhältnisse
angesetzt werden dürfen. Bei der Festlegung der Lastfälle sollten unter Anderem die
Möglichkeit des Ausfalls einer Dichtung oder das Eintreten von Niederschlagereignissen und
deren Auswirkung auf die stationären oder instationären Durchsickerungszustände bedacht
werden.
1
Einleitung
Unsicherheiten bei der Annahme von Belastungsszenarien für die Bemessung von
Ingenieurbauwerken werden mit der Annahme von auf der „sicheren Seite“ liegenden
Randbedingungen kompensiert. Hierzu können ungünstige Einwirkungen und Sicherheitsklassen (Bauwerkszustände) zu Lastfällen nach DIN 1054 [1] überlagert werden.
Ob stationäre oder instationäre Durchsickerungszustände bei Erdbauwerken anzusetzen sind,
hängt in erster Linie davon ab, ob das Bauwerk dauerhaft oder temporär eingestaut ist. Bei
Talsperren mit Dauerstau treten i. d. R. stationäre Durchsickerungsverhältnisse auf. Es müssen
aber auch, z. B. bei „schnellstmöglicher Wasserspiegelsenkung“ (Lastfall 2 nach [3] Teil 11),
instationäre Durchsickerungszustände betrachtet werden. Gewässer begleitende Hochwasserschutzdeiche erfahren ihre hydraulische Beaufschlagung aus dem Wasserstand des angrenzenden Gewässers und dessen Abflussverhalten. Von der Dauer und absoluten Höhe des
Einstaus sowie von der Durchlässigkeit und von dem Aufbau des Deiches hängt ab, wie sich
die Durchsickerung ausbilden kann.
2
Talsperrendämme und Hochwasserschutzdeiche
2.1
Allgemeines
Die Unterscheidung von Hochwasserschutzdeichen und Talsperrendämmen kann anhand
unterschiedlicher Gesichtspunkte, wie z. B. Größe, Art und Dauer der Belastung, Querschnittsgestaltung, Überwachung und Unterhaltung, erfolgen. Prinzipiell können kleinere Absperr-
144
bauwerke, z. B. für kleine Hochwasserrückhaltebecken, wie Deiche gestaltet und behandelt
werden und große Deiche wie Talsperrendämme. In DIN 19712 [2] wird die Möglichkeit, in
„Einzelfällen Lastfälle und die weitergehenden Anforderungen, die in den Grundsätzen zur
Standsicherheitsuntersuchung der DIN 19700... für Dämme aufgeführt sind, zu beachten“,
expressis verbis eingeräumt.
2.2
Dämme nach DIN 19700
Dämme nach DIN 19700 [3] sind unter anderen Erdbauwerke in und an Talsperren und
Hochwasserrückhaltebecken und Stauhaltungsdämme an Staustufen.
Die Unterscheidung von Talsperren der Klasse 1 und 2 erfolgt nach DIN 19700 [3] Teil 10 und
11 anhand der Bauwerkshöhe, des Gesamtstauraumes und weiteren Aspekten, wie z. B. dem
Gefährdungspotential. Hochwasserrückhaltebecken werden nach DIN 19700 [3] Teil 12 anhand
der Höhe des Absperrbauwerks und des Rückhalteraumes klassifiziert. Die Klassifizierung von
Staustufen richtet sich nach der Fallhöhe bei Mittelwasserabfluss ([3] Teil 13).
Anhand der Klassifizierungsmöglichkeiten werden den Bemessungsabflüssen Wiederkehrintervalle zugeordnet. Je nach zu betrachtendem Bauwerk können die Wiederkehrintervalle
Werte von T = 20 bis 1 000 a bei Stauhaltungsdämmen, von T = 200 bis 10 000 a bei Hochwasserrückhaltebecken und von T = 100 bis 10 000 a bei Dämmen für Talsperren annehmen. Bei
der Bemessung wird hierbei unterschieden, ob es sich um die Festlegung der Hochwasserschutzwirkung, die Sicherheit der Anlage selbst oder die Dimensionierung der Hochwasserentlastung handelt [3].
Talsperren werden für den Einstau bei Vollstau (Lastfall 1), bei Stauziel 1 infolge Bemessungshochwasser 1 (Lastfall 2) und Stauziel 2 infolge Bemessungshochwasser 2 (Lastfall 3)
bemessen. Darüber hinaus sind die Wasserspiegelsenkung nach Vollstau (Lastfall 2),
Erdbebenbelastungen und andere außerplanmäßige Zustände zu berücksichtigen. Bei Hochwasserrückhaltebecken nach DIN 19700 [3] Teil 12 sind aufgrund der spezifischen Beanspruchung Vereinfachungen erlaubt und eine analoge Herangehensweise zu anderen DINNormen möglich. Stauhaltungsdämme im Bereich von Flusssperren werden in DIN 19700 [3]
Teil 13 ähnlich wie Deiche nach DIN 19712 [2] behandelt.
2.3
Hochwasserschutzdeiche nach DIN 19712
Deiche werden definitionsgemäß temporär eingestaut. Deshalb kann abgeschätzt werden,
inwiefern für die Bemessung stationäre Durchsickerungsverhältnisse angesetzt werden müssen
und unter welchen Randbedingungen instationäre Durchsickerungszustände angenommen
werden dürfen. Hinweise hierzu bietet Haselsteiner [4].
Hochwasserschutzdeiche können kleine Erdbauwerke darstellen, die Umwelteinflüssen
verhältnismäßig stark ausgesetzt sind. Deshalb ist nach DIN 19712 [2] „mit der Möglichkeit der
vollständigen Durchsickerung“ zu rechnen. Bei der Ermittlung der Standsicherheit der wasserseitigen Böschung können jedoch instationäre Verhältnisse in Betracht gezogen werden [2].
Meist wird aufgrund der Ermangelung von hydrologischen und geohydraulischen Daten auf eine
instationäre Bemessung von Deichen verzichtet. Die daraus mögliche Überdimensionierung des
Bauwerks kann sowohl aufgrund der übermäßigen Einflussnahme von Umwelteinflüssen als
145
auch aufgrund der während der Funktionszeit oft nicht vermeidbaren Vernachlässigung von
Unterhalt und Überwachung gerechtfertigt werden.
Im Gegensatz zu Talsperren ist Lastfall 1 nach DIN 1054 [1] für Deiche i. d. R. nicht maßgebend. Zudem werden Deiche in Lastfall 3 für den Einstau bis zur Krone bemessen. Der
Lastfall „fallender Wasserstand“ ist bei Deichen ein unvermeidbarer, natürlicher Vorgang beim
Ablaufen einer Hochwasserganglinie und ist somit in Zusammenhang mit Lastfall 2 „Bemessungshochwasserstand“ und Lastfall 3 „Kronenstau“ zu überprüfen [4]. Erdbebenszenarien
werden bei Deichen i. d. R. nicht berücksichtigt.
3
Stationäre Durchsickerung von Erdbauwerken
3.1
Allgemeines
Zur Abschätzung der stationären Durchsickerung existieren ausreichend analytische Verfahren,
mit Hilfe derer auch zonal gegliederte Querschnitte berechnet werden können [4].
3.2
Abschätzungsverfahren
Unter den zahlreichen Abschätzungsverfahren bietet beispielsweise das Verfahren von
KOZENY-CASAGRANDE einen Ansatz, der für praktische Belange im Allgemeinen ausreichend ist (vgl. Bild 1). Mit vereinfachenden Annahmen kann auf diese Weise ebenfalls die
Durchsickerung von Dämmen mit Dichtungen und Dränagekörper sowie auch anisotrope
Verhältnisse mit ausreichender Genauigkeit abgeschätzt werden. Andere Verfahren und weiterführende Literaturstellen sind in Haselsteiner [4] enthalten.
3.3
Besonderheiten
Bei der Festlegung der maßgebenden Lastfälle sollte abgeschätzt werden, inwiefern die
Wirkung von Dichtungen oder Dränagen beeinträchtigt werden kann. In diesem Zusammenhang wird in der Praxis häufig der Lastfall „Ausfall der Dichtung“ (Lastfall 3) berücksichtigt. Die
von lokal begrenzten Fehlstellen verursachte Durchsickerung ist, da sich eine dreidimensionale
Durchsickerung des Stützkörpers hinter der Dichtung einstellt, weitaus geringer als der
Durchsickerungszustand bei Vernachlässigung der gesamten Dichtung [4]. In Bild 1 ist die
Durchsickerung eines Beispieldammes dargestellt, dessen Dichtung eine Fehlstelle aufweist.
Der Vergleich von 2-D- und 3-D-Verhältnissen zeigt, welche zusätzlichen Sicherheiten bei
Annahme des kompletten Ausfalls einer Dichtung in Lastfall 3 geschaffen werden können.
4
Instationäre Durchsickerung von Erdbauwerken
4.1
Allgemeines
Instationäre Durchsickerungsprozesse werden dominiert von der gesättigten Durchlässigkeit
und der Einstauzeit. Einfluss auf diesen Vorgang nehmen außerdem die Vorfeuchte bzw.
Ausgangssättigung, das Saugspannungsverhalten des Bodens, die Dammgeometrie, der
Dammaufbau und natürlich die hydraulische Belastung.
146
Bild 1:
Deich mit Dichtung und Fehlstelle und daraus resultierende Durchsickerung im des
unterwasserseitigen Deichkörpers (nach [4])
4.2
Eindimensionale, instationäre Durchsickerung von homogenen Böden
Ein einfaches Hilfsmittel, um sich eine Vorstellung der möglichen Dauern bzw. der Ausbreitung
einer Durchsickerung in Dämmen oder Deichen zu machen, ist die Betrachtung der
eindimensionalen Verhältnisse (Gl. 1).
x(t )
2
kS
hW t
ne
(Gl. 1)
Unter Zuhilfenahme von Gl. 1 kann die horizontale Sickerwegstrecke x [m] berechnet werden,
die einer vorhandenen gesättigten Durchlässigkeit kS [m/s], einem für den Wasserzutritt zur
Verfügung stehenden Porenraum bzw. einer effektiven Porosität ne [-] und einer anstehenden
Wasserdruckhöhe hW [m] in der Zeit t [s] durchsickert wird [5].
N-Werte zur Abschätzung der Durchsickerung von homogenen Deichen
Sowohl für steigende als auch für fallende Wasserstände kann die Durchsickerung eines
homogenen Erddammes anhand des Ähnlichkeitsfaktors N [-] abgeschätzt werden. Gl. 2
beinhaltet den N-Faktor für die Durchsickerung bei steigendem Wasserstand.
N
kS
ne v AN
(Gl. 2)
In Gl. 2 ist der Quotient aus der gesättigten Durchlässigkeit kS [m/s] und aus dem Produkt der
effektiven Porosität ne [-] und der Anstiegsgeschwindigkeit des Wasserstands vAN [m/s] (1 cm/h
= 2,78·10-6 m/s) dargestellt. Berechnungen in Haselsteiner [4] an Deichen mit kleiner Höhe
haben gezeigt, dass für N = 100 bis 1 000 mit dem steigenden Wasserstand eine vollständige
Durchsickerung eintritt. Bei Annahme von mittleren Werten für die Anstiegsgeschwindigkeit und
für die gesättigte Durchlässigkeit kann unter Zuhilfenahme von Bild 2 die Durchsickerung bei
steigendem Wasserstand auf diese Weise abgeschätzt werden.
147
Bild 2:
Abschätzung der Durchsickerung bei steigendem Wasserstand (nach [4])
Ähnlich verhält es sich bei fallendem Wasserstand an bereits durchsickerten Erdbauwerken,
wenn der Scheitel einer Hochwasserganglinie durchlaufen ist und das Hochwasser abklingt.
Hier kann ebenfalls mit N-Faktoren unter Zuhilfenahme der Abstiegsgeschwindigkeit des
Wasserstands vAB [m/s] das Verhalten der auftretenden Durchsickerung beurteilt werden (Gl. 3).
N
kS
ne v AB
(Gl. 3)
Berechnungen in [4] bestätigen die in der Literatur zu findende untere Grenze mit N < 0,1 bis 1,0
für annähernd vollständig nachhängende Sickerlinien und die obere Grenze mit N > 100 bis 250
für kaum nachhängende Sickerlinien. Anhand der Darstellung in Bild 3 ist analog zu Bild 2 eine
Abschätzung der Durchsickerung bei fallendem Wasserstand möglich.
148
Bild 3:
4.4
Abschätzung der Durchsickerung bei fallendem Wasserstand (nach [4])
Weitere Einflussgrößen
Die Feuchteverteilung zu Beginn eines Durchsickerungsprozesses bzw. der gesamte
Wasserhaushalt eines Damm- oder Deichsystems ist von besonderem Interesse bei der
Betrachtung instationärer Durchsickerungsprozesse. Um hierfür realistische Verhältnisse
abzuschätzen, können zum einen Naturmessungen und zum anderen Berechnungen unter
Verwendung von Wasserhaushaltsmodellen Anhaltswerte liefern. Beide Herangehensweisen
können große Unsicherheiten aufweisen, so dass in der Praxis häufig empfohlen wird, als
Ausgangswert die Restfeuchte oder je nach Randbedingung andere Bodensättigungswerte
anzusetzen [5]. Mitunter können Niederschlagsereignisse oder vorlaufende Einstauereignisse
die Sättigung im Deich erhöhen, was zu einer Verstärkung, sprich Beschleunigung und
Erhöhung der Durchsickerungsfläche, führen kann [4].
149
Literatur
[1]
DIN 1054/2005: Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. Deutsches Institut für
Normung e.V. (DIN)
[2]
DIN 19712/1997: Flussdeiche. Deutsches Institut für Normung e.V. (DIN)
[3]
DIN 19700/2004: Stauanlagen. Teil 10 – 15. Deutsches Institut für Normung e.V. (DIN)
[4]
Haselsteiner, R. (2007): Hochwasserschutzdeiche an Fließgewässern und ihre
Durchsickerung. Dissertation, Lehrstuhl und Versuchsanstalt für Wasserbau und
Wasserwirtschaft, Technische Universität München, Band 111
[5]
Scheuermann, A. (2005): Instationäre Durchfeuchtung quasi-homogener Erddeiche.
Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik, Universität Karlsruhe, Heft 164
Dr.-Ing. Ronald Haselsteiner
RMD-Consult GmbH
Bautechnik
Blutenburgstraße 20
80636 München
ronald.haselsteiner@rmd-consult.de
150
Talsperre Leibis/Lichte zwischen Blockbauweise und
RCC – Tradition contra Moderne
Dam Leibis/Lichte between Block Construction and RCC – Tradition
contra Modernity
Michael Heiland, Lars Schaarschmidt, Thomas Roos
Abstract
The 102.5m high Leibis/Lichte Dam, with a concrete volume of 620.000 m³ and a storage
capacity of 39,2 million m³, occupies a special place in view of its conventional construction, in a
period when RCC technology has become internationally established. What led to the decision
for block construction? How would the decision be made today?
Zusammenfassung
Mit ihren 102,5 m Höhe, 620 000 m³ Betonvolumen und 39,2 Mio. m³ Stauraum nimmt die
Talsperre Leibis/Lichte aufgrund ihrer konventionellen Bauweise in einer Zeit der sich weltweit
etablierenden RCC-Technologie eine Sonderstellung ein. Was führte damals zur Entscheidung
für die Blockbauweise? Wie würde man heute entscheiden?
1
Blockbauweise mit Massenbeton
Einleitung
Die Talsperre Leibis/Lichte wurde zwischen Frühjahr 2002 und Herbst 2005 als Gewichtsmauer
in traditioneller Blockbauweise errichtet. Das Gesamtvolumen des Sperrenkörpers beträgt 620
000 m³ mit einem Massenbetonanteil von ca. 580 000 m³. Die Mauer wurde auf quarzitischem
Tonschiefer gegründet. Über Gründungssohle erreicht sie eine Höhe von 102,5 m bei einer
Sohlenbreite von 80,6 m und 369 m Kronenlänge. Die Talsperre schafft einen Stauraum von
39,2 Mio. m³ und dient der Trinkwasserversorgung Ostthüringens.
Die Thüringer Fernwasserversorgung beauftragte die Hydroprojekt Ingenieurgesellschaft mbH
für alle Planungsphasen, Bauoberleitung und örtliche Bauüberwachung.
Bereits im Rahmen der Vorplanung (1991) fanden umfangreiche Untersuchungen zu
unterschiedlichen Typen von Sperrbauwerken statt, welche in der Entwurfs- und Genehmigungsplanung (1996) auch aus bautechnologischer Sicht vertieft wurden. Aufbauend auf die
Erfahrung der 1982 in Betrieb genommenen Talsperre Eibenstock im Erzgebirge entschied man
sich für die traditionelle Blockbauweise mit hohem Massenbetonanteil.
Blockabmessungen
Die Blockbauweise wird auch als klassisches Betonierverfahren bezeichnet, nach dem schon
die ersten Betonstaumauern gebaut wurden. In der Staumauerachse werden die Betonierblöcke
durch Feldfugen begrenzt. Orthogonal zur Mauerachse werden die Blockabmessungen ent-
151
sprechend dem Leistungsvermögen der Betonierausrüstung und den zulässigen Zwangsbeanspruchungen bestimmt.
Der Sperrenkörper der Talsperre Leibis/Lichte ist in 35 Mauerfelder von 15 m Breite in der
Talsohle und 10 m Breite im Hangbereich unterteilt. Die Blocklänge beträgt 10 bis 30 m, die
Höhe der Betonierabschnitte ist auf 2,5 m begrenzt. Wasser- und luftseitig sowie im
Sohlenbereich sind die Feldfugen durch Dehnfugenbänder gedichtet. In jedem Mauerfeld
werden die Arbeitsfugen durch über die gesamte Mauerhöhe verlaufende Kontrollschächte
entwässert. Hangparallele und über drei Ebenen verlaufende Kontrollgänge dienen der
Bauwerksüberwachung und der Aufnahme von verschiedenen Mess- und Kontrolleinrichtungen
(Bild 1).
Bild 1:
Einbauten und Kontrollgangsystem
Material
Das Sperrenbauwerk der Talsperre Leibis/Lichte wurde aus fünf Betonsorten erstellt. Für die
beiden Hauptsorten, Kern- und Vorsatzbeton, welche die eigentliche Masse des Betons
ausmachen, wurden eine Druckfestigkeit B 20/90, hohe Wasserundurchlässigkeit und eine
Festbetonrohdichte von 2 300 kg/m³ gefordert. Mit dem gewählten Größtkorn von 125 mm und
Zementgehalten von 180 kg/m³ (Kernbeton) und 240 kg/m³ (Vorsatzbeton) konnten die Bedingungen durch Massenbetontechnologie gewährleistet werden. Zur Verzögerung der Festigkeitsund Wärmeentwicklung war der Ersatz von max. 25 % des Zementes durch Steinkohlenflugasche zulässig. Des Weiteren war die Frischbetontemperatur auf max. 15 °C begrenzt, was
witterungsabhängig durch die Zugabe von Scherbeneis erreicht wurde. Ein zusätzliches
152
Aufheizen oder auch zu rasches Abkühlen über die Oberfläche wurde durch Einsatz von
Dämmmatten verhindert.
Bautechnologie
Insgesamt wurden für den Sperrenkörper 1 189 Blöcke in einer Zeitspanne von 38 Monaten
betoniert. Durch eine leistungsfähige Betonmischanlage mit 360 m³/h Frischbetonausstoß,
Transport durch Kippfahrzeuge zum Kübelkai, Fördern und Schütten des Betons mittels 6-m³Kübeln an zwei radial verfahrbaren Kabelkränen mit Fixpunkt und sphärisch gekrümmter
Gegenfahrbahn, ferner durch maschinelles Verteilen und Verdichten des Betons mit Raupenfahrzeugen mit Innenrüttlern Ø 150 mm und durch den Einsatz von Kletterschalung konnten,
abhängig von Bauablauf und Witterungsverhältnissen, Betonierleistungen zwischen 7 100 und
21 300 m³/Monat erreicht werden (Bild 2). Leistungsmindernde Bedingungen waren durch den
Antransport der Zuschlagstoffe aus ca. 40 km Entfernung, die aufwendige Wartung der Geräte
und des Verbotes von Nachtschichtbetrieb gegeben.
Bild 2:
Blockbetonage mit Geräteanordnung
Kosten
Die maßgeblichen kostenrelevanten Positionen für die konventionelle Blockbauweise bilden
neben der Baustelleneinrichtung vor allem die Schalungs- und Betonpositionen, welche hier mit
20 000 m² wasserseitiger und 23 000 m² luftseitiger Kletterschalung sowie 430 000 m³
Kernbeton und 120 000 m³ Vorsatzbeton zu quantifizieren sind. Hinzu kamen nicht unbeträchtliche Anteile an Sonderschalungen für Einbauten, Kontroll-, Stich- und Verbindungsgänge.
153
Aufgrund der außerordentlichen Mengen und der in den 90er Jahren konjunkturbedingt
absinkenden Preise im Baugewerbe bei gleichzeitiger rasanter Entwicklung der Betontechnologie konnte im Rahmen der technologischen Voruntersuchungen von einer kostenseitigen
Verbesserung ausgegangen werden. Bezogen auf den reinen Betonbau des Sperrenkörpers
konnte ein Herstellungspreis von ca. 90 €/m³ erzielt werden.
RCC-Technologie
Allgemeines
Im Zuge der Planungsarbeiten für die Talsperre Leibis/Lichte wurde 1994 eine Studie zum
Stand der Walzbeton-Technologie (Roller Compacted Concrete, RCC) im Vergleich zur konventionellen Blockbauweise durchgeführt. Zu diesem Zeitpunkt waren weltweit bereits 112 RCCDämme gebaut worden, weitere 27 befanden sich im Bau.
Der wesentliche Unterschied zur herkömmlichen Betoniermethode besteht in der Transport-,
Einbau- und Verdichtungstechnologie, die mit der Bauweise von Schüttdämmen vergleichbar
ist. Durch hohe Einbauraten und entsprechend raschen Baufortschritt lassen sich Kostenersparnisse von 20 bis 40 % gegenüber der konventionellen Blockbauweise erzielen.
Um die Anwendung der RCC-Technologie für die Talsperre Leibis/Lichte vergleichbar zu
machen, sind neben bautechnologischen Randbedingungen auch spezifische Randbedingungen, wie z. B. behördliche Auflagen, Sicherheitsanspruch, Siedlungsdruck und Ästhetik, zu berücksichtigen.
Materialeigenschaften
RCC ist ein Gemisch von erdfeuchter Konsistenz und niedrigem Zementgehalt, das sich durch
Walzen vollständig verdichten lässt. Kornabstufung (Größtkorn max. 75 mm), Zementleim und
Wassergehalt müssen so aufeinender abgestimmt werden, dass eine Entmischung während
des Einbaus vermieden wird.
Die Mehrheit aller vor 1994 erstellten RCC-Dämme können der Klasse mit hohem
Bindemittelgehalt zugeordnet werden. Bei einem Gesamtbindemittegehalt >150 kg/m³ wurden
bei günstigen Bedingungen bereits geringe Durchlässigkeiten erreicht, die mit konventionellen
Betonmauern vergleichbar sind. Hohe Bindemittelgehalte verringerten zwar die Durchlässigkeit
und verbesserten die Verarbeitbarkeit sowie den Verbund der einzelnen Walzbetonlagen,
schafften jedoch Probleme bezüglich größerer Rissneigung, die aufgrund des noch nicht voll
ausgereiften Temperaturmanagements schwer beherrschbar waren.
Bautechnologie
Das RCC-Verfahren verlangt eine kontinuierliche Bauweise ohne Unterbrechungen oder gar
Stillstandszeiten. Alle Arbeitsprozesse, wie die Anlieferung der Materialien, Betonproduktion,
Transport zur Einbaustelle, Verteilung und Verdichtung, müssen optimal aufeinander abgestimmt sein. Optimal für RCC sind große, gut zugängliche Arbeitsflächen, möglichst frei von
Einbauten oder komplizierten Bauwerksstrukturen.
Für die Talsperre Leibis/Lichte waren diese wesentlichen Kriterien nicht erfüllt. Aus naturschutzrechtlichen Gründen waren Nachtbauzeiten untersagt. Das für die Talsperre entwickelte
154
Sicherheitskonzept mit 1 300 m Kontroll- und Verbindungsgängen, 140 Stichgängen und
Nischen zur Aufnahme verschiedenster Messeinrichtungen sowie 1 450 lotrechten Kontrollschächten erforderte umfangreiche Einbauten in der Mehrzahl der Mauerblöcke. Ungünstig
waren auch die an der Sperrenstelle vorherrschenden topographischen Verhältnisse mit relativ
steilen Hängen, die den für die RCC-Bauweise notwendigen Bau und die ständige Anpassung
von Zufahrtsstraßen erheblich erschwert hätten. Ein weiteres Hemmnis für RCC waren der
hohe Anspruch an die Oberflächenbeschaffenheit und Ästhetik.
Bereits damals war es möglich, RCC direkt gegen eine Schalung aufzubringen. In den 90ern
Jahren bestanden jedoch noch enorme Schwierigkeiten, eine vollständige Verdichtung in den
Randbereichen zu erreichen. Sichtbare Blasen an der Oberfläche erforderten aufwendige
Nacharbeiten. Bei der Verwendung konventioneller Rüttelbetone als Vorsatzschale wäre eine
zweite aufwendige Betontechnologie notwendig geworden. Die damals üblichen Verfahren
erforderten die Anordnung vertikaler Fugen, die wiederum Probleme in Bezug auf den Verbund
zwischen Schale und Kernbeton aufwarfen.
Weiterhin bestand zum damaligen Zeitpunkt Uneinigkeit über die Notwendigkeit, Arbeitsfugen
zu bearbeiten. Das Spektrum der Aktivitäten reichte von keinerlei Maßnahmen bis zum
Aufbringen von Bettungsmörtel zwischen den Lagen, um den Verbund zu verbessern. Es
bestand somit auch eine erhebliche Skepsis bezüglich der Vermeidung von Sickerwegen im
Sperrenkörper.
Einbauleistung und Kosten
RCC wird meist in Schichten von 30 cm eingebaut. Die Einbaugeschwindigkeit ist auf die
Hydratationswärme und die Umgebungstemperatur abzustimmen. Normalerweise werden pro
Tag zwei bis vier Schichten erreicht. Durchschnittlich konnte man mit dem damaligen Stand der
Technik von einer Einbaurate von 35 000 bis 70 000 m³/Monat ausgehen. Diese bedingte
jedoch einfache Geometrien, eine geringe Anzahl von Einbauten und gute Zugänglichkeit.
Der wichtigste Vorteil der RCC-Technologie gegenüber der konventionellen Bauweise, nämlich
die Kosteneinsparung durch kürzere Bauzeiten, geringerem Aufwand an Gerätschaften und
Personal sowie schließlich durch die Einsparung von Zement, war im Falle der Talsperre
Leibis/Lichte nur in geringem Umfang (<10 %) zu erwarten. Zu diesem Ergebnis hat auch der
erforderliche Fremdbezug der Zuschlagstoffe aus großer Entfernung beigetragen.
Mit RCC-Technologie hätte die Bauzeit der Talsperre Leibis/Lichte erheblich reduziert werden
können, vorausgesetzt, man hätte den Entwurf „RCC-gerecht“ vereinfacht. Das Festhalten an
der Tradition einer bewährten Bauweise, der hohe Sicherheitsanspruch und die damit verbundene Skepsis gegenüber einer neuen Technologie standen dem entgegen.
Technologische Weiterentwicklung der Verfahren
RCC
Seit 1994 wurden weitere 109 RCC-Dämme gelistet, zurzeit sind 41 Sperren in Bau. Sperrenhöhen über 190 m (Miel 1, Kolumbien; Longtan, China) wurden verwirklicht, wobei bei sehr
großen Mauern Einbauraten weit über 100 000 m³/Monat erzielt werden. Je nach Gesamtvolumen des Sperrenkörpers, den technologischen Randbedingungen und den in den vergan-
155
genen Jahren rasant gestiegenen Baupreisen muss man heute von einem Preis für RCC
zwischen 50 und 85 €/m³ ausgehen. RCC-Gemische mit hohem Bindemittelgehalt und Anteilen
an Puzzolanen oder Flugaschen (bis 50 %) haben sich weitgehend durchgesetzt.
Wie beim konventionellen Massenbeton konzentrierte sich die technologische Weiterentwicklung beim RCC vor allem auf die Beherrschung der Hydratationswärme. Durch eine
softwaregesteuerte Betonproduktion auf der Basis eines durch numerische Simulation unterstützten Temperaturmanagements sowie unter Nutzung von modernen Messmethoden (z. B.
der verteilten faseroptischen Temperaturmessung, VFTM), verbunden mit einer sorgfältigen
Güteüberwachung, können unerwünschte Temperaturspannungen und somit die Bildung von
Rissen weitgehend vermieden werden.
Innovation hat auch stattgefunden im Bereich der Transport- und Verteilungstechnologien.
Zunehmend werden heute z. B. mobile Förderbandsysteme eingesetzt, die eine flexible Anpassung an Topographie und Förderleistung ermöglichen und die Umwelt weniger beeinträchtigen.
Blockbauweise
Die Weiterentwicklung der Massenbetontechnologie wurde durch den Bau der Talsperre
Leibis/Lichte wesentlich beeinflusst. Durch die hochleistungsfähige Mischanlage und einen
optimal abgestimmten Kran-/Kübeltransport konnten zeitweise Einbauleistungen von deutlich
über 30 000 m³ pro Monat trotz Zweischichtbetrieb und aufwendiger Einbauten erzielt werden.
Neben der Betontechnologie haben Entwicklungen auch in der Gerätetechnologie, insbesondere bezüglich der Verdichtung, sowie bei Schalungssystemen und Fugenbändern
stattgefunden, die der Blockbauweise zugute kommen.
International bietet die RCC-Technologie besonders in den globalen Wachstumsregionen mit
Präferenzen für Kosten und Bauzeit einen enormen Wettbewerbsvorteil. Die technologische
Entwicklung kann als ausgereift betrachtet werden. Entscheidend für die Effizienz des
Verfahrens sind die Sicherung einer kontinuierlichen Bauweise, die Beschaffung der
Zuschlagsstoffe, die Zugänglichkeit, einfache Bauwerksstrukturen und ein auf die RCC-Technologie optimal abgestimmter Entwurf. Sind diese Voraussetzungen nicht gegeben, bleibt auch
aus heutiger Sicht nur der Wechsel zum konventionellen, betontechnologischen Konzept mit
modernem Temperaturmanagement, um Effizienz und Flexibilität zu wahren.
Das Blockbauweise-Verfahren ist gegenüber der RCC-Technologie betontechnologisch durch
sein diskontinuierliches Wesen anpassungsfähiger und gegenüber Bauzeitproblemen weniger
empfindlich. Bezüglich Frisch- und Festbetoneigenschaften sowie Betoniertechnologie wurde
das Verfahren zum Zeitpunkt der Planung von Leibis/Lichte im mitteleuropäischen Raum als
das ausgereiftere Verfahren eingestuft, welches auch die geforderten hohen Qualitäten
bezüglich Oberfläche und Einbauten garantieren konnte.
Da die Sensibilität in Bezug auf Sicherheit und Naturschutz sowie die sicherheitsrelevanten
Ansprüche hinsichtlich des messtechnischen Aufwandes (Kontrollgänge etc.) und die zwar
subjektiven, jedoch in ihrer Bedeutung nicht zu vernachlässigenden Ansprüche an Ästhetik und
Dauerhaftigkeit eher noch gewachsen sind, würde man nach heutigen Gesichtspunkten der
156
RCC-Bauweise im Falle der Talsperre Leibis/Lichte nach wie vor eher kritisch gegenüberstehen.
Festzuhalten ist, dass für Gewichtsstaumauern unter 1,0 Mio. m³ Betonvolumen mit einem
hohen Anteil von Kontrollgängen und Einbauten sowie in einem Gebiet mit hohem Siedlungsdruck und strengen behördlichen Auflagen ein flexibles und robustes Bauverfahren benötigt
wird. Die technologisch weiterentwickelte konventionelle Blockbauweise stellt für diesen Fall
auch aus heutiger Sicht eine attraktive Alternative zur RCC-Technologie dar (Bild 3).
Bild 3:
Fertig gestellte Staumauer
Dipl.-Ing. Michael Heilland
Dipl.-Ing. Lars Schaarschmidt
Dipl.-Ing. Thomas Roos
Hydroprojekt Ingenieurgesellschaft mbH
Rießnerstraße 18
99427 Weimar
mh@hydroprojekt.de
157
Planung und Bau der Wehr- und Wasserkraftanlage
Naga Hammadi am Nil in Ägypten
Planning and Construction of the New Naga Hammadi Barrage
and Hydropower Plant
Bernd R. Hein
Abstract
In the year 1992 an international consortium of consulting firms was entrusted by the Ministry of
Water and Irrigation of the Arab Republic of Egypt to perform the „Feasibility Study Naga
Hammadi Barrage“. This study had to investigate possibilities for rehabilitation or new
construction of the Naga Hammadi Barrage and shiplock which had been constructed in the
thirties of the last century. In 1995 after careful investigations, a new construction was
recommended including a hydropower component. Planning and tender documents were
carried out in the following years. In 2002 construction commenced by a French, German and
Egyptian consortium. In November 2006 impounding of the structures was done. Completion
date for the Project is end of May 2008.
Zusammenfassung
Im Jahre 1992 wurde ein internationales Beraterkonsortium mit der Machbarkeitsstudie „Naga
Hammadi Barrage“ durch das Ministerium für Wasser und Bewässerung der Regierung von
Ägypten beauftragt. Diese Studie sollte klären, ob ein in den dreißiger Jahren des letzten
Jahrhunderts gebautes Nilwehr mit Schleuse rehabilitiert oder neu gebaut werden soll. Es
wurde im Jahr 1995 nach gründlichen Untersuchungen ein Neubau mit Wasserkraftkomponente
empfohlen und dessen Planung und Ausschreibung in den folgenden Jahren in Angriff
genommen. Im Jahre 2002 wurde der Bau durch ein französisch-deutsch-ägyptisches Konsortium begonnen. Im November 2006 wurde der Einstau der Anlage begonnen, die Anfang 2008
komplett fertig gestellt werden soll.
1
Projekthintergrund
Das bestehende Naga Hammadi Nilwehr liegt etwa 360 km unterstrom des Assuan Dammes
und 135 km nördlich von Luxor in Oberägypten. Es wurde in den dreißiger Jahren des letzten
Jahrhunderts gebaut und in Betrieb genommen. Es ist Teil eines Bewässerungssystems, das
aus den Wehren in Esna (193 km oberstrom) und Assiut (185 km unterstrom) besteht. Die
Wehre stauen den Nil und speisen an allen 3 Sperrenstellen auf beiden Nilseiten Einlauf- und
Regulierungsbauwerke und jeweils 100 - 200 km lange Hauptbewässerungskanäle, die
wiederum ein ganzes System von untergeordneten Kanälen versorgen. Die Anbaufläche
entlang des oberen und mittleren Nils wurde damals um 1/3 erweitert und das System ist bis
heute von höchster Bedeutung für Ägypten. Die alten Wehre selbst bestehen aus Beton und
Bruchsteinmauerwerk und Gewölbeöffnungen mit Doppeltafelschützen zur Regulierung. Eine
158
Schleuse für den Schiffverkehr ist jedem Wehr zugeordnet. Das alte Naga Hammadi Wehr hat
100 je 8 m breite Öffnungen und ist ca. 1 km lang. Anzumerken ist, dass die Kapazität dieser
Wehre auf die früheren Nilhochwasser ausgelegt ist, die seit Bau des Assuanhochdammes
nicht mehr auftreten. Die Wehre besitzen zur Verlängerung des Sickerweges kurze Spundwände in der Gründung.
2
Projektveranlassung und Geschichte
Alle drei Wehranlagen sind nach heutigen Standards technisch veraltet. Dies gilt vor allem für
die Doppeltafelschützen, die von Portalkranen mit Ketten bewegt werden müssen und die sehr
undicht sind. Auch die Bausubstanz zeigt Alterserscheinungen, wobei insbesondere Erosionserscheinungen in der Gründung auftreten und der unterstromige Sohlschutz beschädigt ist. Dies
hat beim Naga Hammadi Wehr dazu geführt, dass ein Vollstau nicht mehr möglich ist. Es war
somit klar, dass alle drei Wehre mittelfristig zu rehabilitieren oder neu zu bauen waren. Das
wurde für das Esna Wehr in den Jahren 1988-1994 mit einem Neubau begonnen und danach
wurde Naga Hammadi in Angriff genommen. Inzwischen sind auch für das Assiut Wehr
Planungen auf dem Niveau einer Machbarkeitsstudie abgeschlossen worden. Die
Machbarkeitsstudie für das Naga Hammadi Wehr wurde 1991 mit Finanzhilfe durch die
Kreditanstalt für Wiederaufbau ausgeschrieben und ein Konsortium bestehend aus Lahmeyer
International (Deutschland, Federführer), Elektrowatt (Schweiz) und Sogreah (Frankreich)
erhielt 1992 den Auftrag. Im November 1992 begannen die Untersuchungs- und
Planungsarbeiten mit dem Ziel, zunächst die Frage zu klären, ob man die Anlage rehabilitieren
oder neu bauen sollte. Diese Phase war 1995 abgeschlossen und hatte das Ergebnis, dass ein
Neubau die bessere Lösung ist. Dieser Neubau wurde mit einer integrierten Wasserkraftanlage
vorgeschlagen. In der nächsten Phase wurde von 1995 bis 1996 ein umfangreiches
Bohrprogramm durchgeführt, das sich weit nach unterstrom ausdehnte, um eine geeignete
Sperrenstelle lokalisieren zu können und anschließend wurde die Entwurfsplanung beendet. Im
Jahre 1998 schließlich erhielt das gleiche Konsortium den Anschlussauftrag für die
Ausschreibungsplanung, Ausschreibungsunterlagen und Bauleitung der Anlage. Diese
Dokumente lagen 2000 vor und man konnte die Arbeiten unterteilt in vier Lose ausschreiben.
Die Lose mit den Auftragnehmern sind wie folgt:
Los 1 – Bauarbeiten: Arge Vinci/ Bilfinger Berger/ Orascom
Los 2 – Stahlwasserbau und Kräne: DSD Dillinger Stahlbau GmbH
Los 3 – Turbinen/ Generatoren: VA Tech Escher Wyss GmbH
Los 4 – Elektrische Ausrüstung: VA Tech Hydro GmbH
Im Jahre 2002 wurde der Bauauftrag vergeben und am 02. Juni 2002 war Baubeginn.
3
Projektentwurf und Hauptdaten
Das neue Wehr wurde aus hydraulischen Gründen und insbesondere wegen der Gründungsverhältnisse ca. 3500 m nach unterstrom vom alten Wehr gelegt. (Bild 2). Dabei spielte eine
40 - 60 m unter der Geländeoberkante liegende Schluff-Tonschicht die entscheidende Rolle, die
an der gewählten Stelle durchgehend ohne Fehlstellen erwartet wurde. Der Entwurf der Anlage
besteht aus drei Hauptteilen:
159
– Wasserkraftwerk mit 4 Rohrturbinen und einer Gesamtleistung von 64 MW, was zur
Versorgung von ca. 200.000 ägyptischen Familien ausreicht. Der Fallhöhenbereich beträgt
7,97 m bis 2,40 m und das Betonvolumen des Kraftwerkes beträgt 124.000m³.
– Stauwehr mit 7 Öffnungen von 17,0 m Breite und ca. 16 m Höhe ausgerüstet mit
Kreissegmentschützen zur Abfuhr des Bemessungshochwassers von 7000 m³/ sec. Das
Betonvolumen beträgt 87.000 m³.
– Schleuse mit 2 Kammern von 170 m Länge und 17 m Breite, die die größte Schiffskategorie
der Nilkreuzfahrtschiffe aufnehmen können. Die Schleuse hat 3 Stemmtore und ein Sektortor.
Das Betonvolumen beträgt 164.000 m³.
Die Bilder 1 und 2 zeigen den Lageplan der Bauwerke und den Querschnitt des Kraftwerks. Zu
den ausgeführten Arbeiten zählen auch die folgenden Projektteile, die nicht unmittelbar aus den
Bildern ersichtlich sind:
– Rehabilitierung der bestehenden Hauptkanaleinlaufbauwerke in baulicher und mechanischer
Hinsicht;
– Befestigung der Uferstreifen zwischen altem und neuem Wehr;
– Verfüllung eines alten Nilarmes mit Überschussaushubmassen und Herrichtung als
Landwirtschaftsflächen;
– Neubau von Bauernhäusern für ausgesiedelte Familien;
– Bau von Drainagen für anliegende Dörfer mit Pumpstationen;
– Strasse über die Bauwerke;
– Schiffsanlege- und Leiteinrichtungen;
– Hochspannungsleitungen vom Kraftwerk zur nächstgelegenen Substation;
– Freiluftschaltanlage;
– Verwaltungs- und Werkstattgebäude.
160
Bild 1:
Lageplan Kraftwerk, Wehr und Schleuse
161
Bild 2:
Querschnitt durch das Kraftwerk
162
4
Bauablauf
Die Bauwerke liegen direkt im existierenden Nilbett. Aus dieser Situation folgen zwingend die
erforderlichen Bauschritte wie unten beschrieben:
1.
Bau eines Umleitungskanals zur Abführung des Bemessungshochwassers von 2900
m³/s und Aufnahme des Schiffsverkehrs;
2.
Bau von einem oberstromigen und unterstromigen Kofferdam im Flusslauf;
3.
Bau von einer temporären Schlitzwand um die gesamte Baugrube zur Abdichtung;
4.
Aushub der Baugrube und Ausführung der permanenten Erosionsschutz-Schlitzwand
unter den Bauwerken;
5.
Ausführung der Betonbauwerke und Erosionsschutzschichten für Böschungen und
Sohle innerhalb der Baugrube;
6.
Überlappend mit Schritt 5 Installierung der Stahlwasserbauelemente wie
Zylinderschützen usw.;
7.
Teilweise überlappend mit Schritt 5 Installierung der Turbinen und
Generatorenausrüstung und später der elektrischen Ausrüstung;
8.
Einstau der Anlage;
9.
Abräumen der Kofferdämme und Rückumleitung des Schiffsverkehrs durch die Schleuse
Nr. 1, sowie des Nils durch das Wehr;
10.
Gleichzeitig mit Schritt 9 Vervollständigung des Erosionsschutzes unter- sowie
oberwasser der Kofferdämme;
11.
Verfüllung des Umleitungskanals und Ausführung des Rests der permanenten
Schlitzwand im Umleitungskanal;
12.
Hochfahren des oberwasserseitigen Reservoirs und Inbetriebnahme des Kraftwerks und
der Schleuse Nr. 2.
Die oben genannten Schritte sollen in exakt 6 Jahren ausgeführt werden. Im Moment befindet
sich die Baustelle im 6. Baujahr in der Ausführung des Schrittes 11. Gleichzeitig werden im
Kraftwerk im Schutz von Dammtafeln alle 4 Einheiten montiert und sind nahezu fertig gestellt.
Schritt 12 ist für September diesen Jahres geplant, gefolgt von der Inbetriebnahme der
Einheiten. Im Moment erscheint der planmäßige Abschluss der Arbeiten im Mai 2008
realistisch. Es werden nun einige der Bauarbeiten mehr im Detail geschildert und kommentiert
in Bezug auf die aufgetretenen Schwierigkeiten.
5
Flussumleitung und Baugrube
Die Flussumleitung des Nils wurde durch einen Umleitungskanal von 1.800 m Länge auf der
linken Uferseite hergestellt. Der Querschnitt ist trapezförmig mit einer Basisbreite von 125 m
und 1:3 Böschungen, die später im unteren Bereich auf 1:5 abgeflacht wurden. Sohle und
Böschungen sind mit Erosionsschutz versehen, wobei die Sohle einen weit gestuften Steinwurf
von 70 cm Dicke bekam, während die Böschungen insgesamt zuerst mit Filtervlies abgedeckt
wurden und dann einen 2-stufigen Steinwurf erhielten, d.h. Grobkies in 30 cm Stärke zuerst und
163
dann 60 cm Steinwurf. Die Sohle des Kanals lag auf Kote 52 m, das Urgelände liegt auf etwa
Kote 67 m, d.h. der Kanal schneidet etwa 15 m ins Gelände ein. Das Aushubvolumen des
Kanals betrug 3,5 Mio. m³. Der Kanal war 3 Jahre in Betrieb und zeigte keinerlei Schäden bis
zur Verfüllung. Die Herstellung in Trockenaushub und Nassbaggerung dauerte mit
Böschungsschutz etwa 18 Monate. Einige lokale Böschungsrutsche traten auf, deren Ursache
nicht eindeutig geklärt ist. Die überwiegend anstehenden schluffigen Feinsande haben kaum
Kohäsion und neigen zu Verflüssigungen. Diese Eigenschaft, der zur Zeit der Arbeiten hohe
Grundwasserstand und die sehr schweren, eingesetzten Saugbagger dürften zusammen
genommen der Grund gewesen sein. Die Unterwasser liegenden Böschungsteile wurden
daraufhin auf 1:5 abgeflacht. Die Einbusse im Querschnitt war gering und konnte akzeptiert
werden. Die Flussschließung wurde von Oktober bis Dezember 2003 durchgeführt und
bereitete keine Schwierigkeiten, da der Nil in dieser Zeit seine niedrigste Wasserführung hat.
Als Material für die Kofferdämme wurde ein aus einem nahe gelegenen Wadi entnommenes,
weit gestuftes Sand-Kiesgemisch eingesetzt. Für den Bereich der Schlitzwand wurde das
Überkorn ausgesiebt, da die Schlitzwandfräse nur begrenzte Korndurchmesser abpumpen
kann. Ab dem 28. Dezember 2003 bis Mai 2007 floss dann der Nil durch den Umleitungskanal.
Überlappend mit Umleitungskanalherstellung und Kofferdammherstellung begann schon die
Ausführung der temporären Schlitzwand auf den zugänglichen Teilen des linken und rechten
Ufers. Die Länge dieser Schlitzwand betrug etwa 1.800 m mit einer Tiefe zwischen 40 und 60 m
und einer Gesamtfläche von 92.500 m². Die Dicke beträgt 80 cm. Es wurde ein plastischer
Beton verwendet, d.h. der Mischung wurde Bentonit zugesetzt. Die Schlitzwand schneidet etwa
1,5 m in die zuvor erwähnte Schluff-Tonschicht ein. Der Übergang von Sand zu dieser Schicht
war zu jeder Zeit am Entsander eindeutig lokalisierbar. Das Fräsen der Schlitzwand in den
natürlich anstehenden Sanden und Kiesen des Niltales bereitete keinerlei Schwierigkeiten.
Etwas schwieriger wurde das Fräsen im Kofferdammmaterial. Hier kam es stellenweise zu
Bentonitverlusten in gröberen, entmischten Bereichen und im Extremfall wurde Magerbeton
verfüllt, um diese Bereiche abzudichten und dann wurde ein zweites Mal gefräst. In Juni 2004
war diese Operation abgeschlossen und ab Juli wurde das offene Wasser abgepumpt und
gleichzeitig aus ca. 42 Brunnen, die in der Zwischenzeit abgeteuft waren, Grundwasser
gepumpt.
Gleichzeitig wurde schon mit dem Aushub der Baugrube über dem Grundwasserspiegel
begonnen. Dieser Aushub und das Fräsen der permanenten Schlitzwand unter den Bauwerken
waren die Hauptaktivitäten der 2. Hälfte des Jahres 2004. Der Aushub wurde zuerst vorrangig
im Bereich dieser Schlitzwand vorangetrieben, um diese Aktivität zu beschleunigen. Zudem
wurde die Arbeitsplattform trotz verschiedener Gründungskoten auf eine Höhe gelegt, was zwar
zusätzlichen Fräsaufwand bedeutete, aber insgesamt der Baustelle Zeit sparte. Das
Aushubvolumen betrug 1,85 Mio. m³.
Während des Erdaushubs kam es zu einem Zwischenfall, der Erwähnung verdient. Dabei
entstand bei Aushub auf ca. Kote 60 m plötzlich eine heftig sprudelnden Quelle beim Abbaggern einer Berme. Es war bald klar, dass hier ein Bohrloch vom 10 Jahre zurückliegenden
Bohrprogramm durchgebrochen war, dass durch die Schluff-Tonschicht durchgeteuft worden
war und das mangelhaft verfüllt wurde. Der Bereich wurde rückverfüllt um Zeit zu gewinnen und
später wurde das Bohrloch durch eine schwierige Operation abgedichtet. Dieser Vorfall auf
164
Kote 60 m, also 7 m unter Urgelände, wiederholte sich glücklicherweise nicht im tiefen Teil der
Baugrube, der bis Kote 36 m im Krafthausbereich herunterreichte, also 31 m unter Urgelände.
Eine Abdichtung in einem derartigen Fall wäre vermutlich kaum möglich gewesen ohne
gravierende bauverzögernde Maßnahmen.
Abschließend zur Baugrube ist zu bemerken, dass die Sickerwassermenge ca. 10 l/s in diese
extrem große Fläche von ca. 130.000 m² betrug. Von den 42 Brunnen wurden nur 2 zur
Brauchwasserentnahme betrieben und diese Maßnahmen reichte aus, um den
Grundwasserspiegel ca. 2 m unter der tiefsten Aushubsohle zu halten. Der kleine tiefste Teil der
Baugrube um den Pumpensumpf lag auf Kote 36 m und war in Bezug auf den Auftrieb faktisch
gerade noch sicher. Die vorher nicht auszuschließende Möglichkeit einer größeren Fehlstelle in
der abdichtenden Schicht trat nicht ein.
6
Betonbauwerke
Zu Ende des Jahres 2004 war der Aushub in einigen Teilen der Baugrube und die permanente
Schlitzwand soweit fortgeschritten, dass das Betonieren der Bauwerke beginnen konnte. Dafür
waren ca. 18 Monate vorgesehen, also das volle Jahr 2005 und die Hälfte von 2006. Es war
von vornherein klar, dass dieser Zeitraum sehr knapp bemessen war. In 2004 waren alle
Eignungstests für die Betonmischungen erfolgreich abgeschlossen worden. Ca. 360.000 m³
Beton waren für die Hauptbauwerke Kraftwerk, Wehr und Doppelschleuse zu betonieren, wobei
die Doppelschleuse das größte Volumen hat. Vom Schwierigkeitsgrad waren das Kraftwerk mit
den vielen gekrümmten Bauteilen sowie Zweit- und Drittbetonbereichen und das Befüllteil der
Schleusen mit den Wasserwegen am höchsten einzustufen. Das oben angegebene
Betonvolumen erforderte bei Annahme von Anlaufschwierigkeiten und Abnehmen der Leistung
in der Endphase eine Spitzenleistung von ca. 30.000 m³ / Monat über mehrere Monate. Diese
Leistung ist praktisch nur in einem Monat erzielt worden und sonst wurden über mehrere
Monate hin Leistungen von 25.000 m³ - 28.000 m³ erreicht. Einer der Gründe für diese
Schwierigkeiten war eine höhere Tonnage an Bewehrung pro m³ Beton als ursprünglich
angenommen. Es waren 95 kg/m³ geschätzt und ausgeschrieben worden und in der Realität
wurden dann ca. 120 kg/m³ im Schnitt gebraucht. Das führte zu Engpässen beim Stahleinbau
und zu verlängerten Bauzeiten je Block, die mit Personalverstärkung und zusätzlichen Kränen
nicht aufgefangen werden konnten. Zusätzlich war die Pumpleistung zur Betoneinbringung
unterdimensioniert und musste, um flexibler zu werden, aufgestockt werden.
Trotzdem hielt sich die Verzögerung in Grenzen und konnte durch Konzentration auf Bauteile,
die für die anderen Lose Schnittstellen bedeuteten, weitgehend aufgefangen werden. So konnte
der Stahlwasserbau im Schleusen- und Wehrbereich fast pünktlich beginnen. Nur im Krafthaus
kam es zu Verzögerungen. Die Turbinen/ Generatormontage wurde 3 Monate verzögert, was
für die endgültige Fertigstellung durch spätere reichliche Pufferzeiten ohne Belang ist. Der
kritische Pfad läuft über die abschließenden Erdarbeiten wie z.B. den Kofferdammaushub. Die
Montage der elektrischen Ausrüstung konnte pünktlich im Juni 2006 beginnen. Bild 3 zeigt das
Kraftwerk und das Wehr in der Endphase der Betonarbeiten. Man erkennt auch im Vordergrund
die umfangreichen Sohl- und Böschungsschutzarbeiten, die durch die Fein- bis Mittelsande, die
im Projektgebiet vorherrschen, notwendig werden. Der Einstaubeginn war auf den 01.
November 2006 terminiert und von der Bauseite hätte dieser Termin auch gehalten werden
165
können. Allerdings traten vom Stahlwasserbau her einige Verzögerungen ein, die
fertigungstechnischer Art waren und zudem wurde eins der Zylinderschützen durch eine falsch
angeschlossene Hydraulikleitung beschädigt. Die Konsequenz waren Reparaturarbeiten auf der
Baustelle an Stahlwasserbauteilen, die zu einem Monat Verzögerung des Einstaus führten.
Obwohl nicht ganz zufrieden stellend, wird man aber nach 4,5 Jahren Bauzeit mit einem Monat
Verzögerung leben können. Zur Zeit der Abfassung dieses Artikels im Mai 2007, sieht es so
aus, als ob die Anlage pünktlich im Mai 2008 in Betrieb gehen könnte.
Bild 3:
7
Ansicht von Kraftwerk und Wehr von oberstrom
Finanzierung
Die geplanten Gesamtbaukosten des Naga Hammadi Projektes waren in effektiven Preisen
vom August 2002 375 Mio. Euro. Davon werden 90 Mio. Euro von der Europäischen
Entwicklungsbank getragen, die Bundesrepublik Deutschland vertreten durch die Kreditanstalt
für Wiederaufbau hat ein Budget von ca. 200 Mio. Euro für das Projekt und der Rest wird vom
Ägyptischen Staat getragen.
Dipl.-Ing. Bernd R. Hein
Lahmeyer International GmbH
Friedberger Str. 173
61118 Bad Vilbel
bernd.hein@lahmeyer.de
166
Dam Safety Management of Council Dams in New South
Wales, Australia, including two Case Studies
Management der Talsperrensicherheit von “Council Dams” in New South
Wales, Australien und zwei Fallbeispiele
Paul Heinrichs
Abstract
The Department of Water & Energy (DWE) dam safety program ensures NSW councils properly
manage their 180 dams. The dam’s “hazard” category governs spillway capacity and
surveillance. The regulator, bases its standards on the ANCOLD Guidelines.
Spring Creek dam, is an earth dam with a concrete core wall and no filter. In 1966, a slide
occurred. Piezometers revealed pore pressures downstream rose immediately with storage.
The spillway was inadequate. Upgrading began in 2005.
Malpas dam is a zoned earth and rock dam with no filters and inadequate spillway. A risk
assessment determined low failure probabilities. The regulator thus required no upgrading.
Zusammenfassung
Das Programm für Talsperrensicherheit des „Department of Water & Energy (DWE)” stellt
sicher, dass die sog. Councils im australischen Bundesstaat New South Wales ihre 180
Talsperren ordnungsgemäß betreiben. Die Gefahren-Klasse regelt die Kapazität der Hochwasserentlastung und die Überwachung auf der Basis von ANCOLD-Vorschriften.
Der Spring Creek Damm ist ein Erddamm mit einer innenliegenden Dichtwand aus Beton ohne
Filterschichten. Im Jahre 1966 ereignete sich eine Rutschung. Piezometer-Messungen zeigten,
dass die Porenwasserdrücke auf der Luftseite mit dem Aufstau unmittelbar anstiegen. Die
Hochwasserentlastung war unzureichend. Die Sanierung begann 2005.
Der Malpas Damm ist ein zonierter Erd- und Steinschüttdamm ohne Filter mit einer unzureichenden Hochwasserentlastung. Bei einem Risk Assessment wurden niedrige Versagenswahrscheinlichkeiten festgestellt. Die Aufsichtsbehörde forderte daher keine Anpassungsmaßnahmen.
1
Introduction
In Australia, local government councils operate under state government statute, and are
responsible for their dam’s safety under the Local Government Act and the Dam Safety Act.
The 1974 amendment to the Local Government Act enabled the NSW state government to
provide the necessary dam safety expertise and assistance to councils, now through the
Department of Water & Energy (DWE), to ensure that the councils manage and operate their
dams in a safe manner.
167
Over 180 council dams fall under the DWE dam safety program. The Government provides
some financial assistance to councils towards the cost of remedial works for deficient dams.
2
NSW Councils Dam Safety Program
75 council dams are prescribed in the Dams Safety Act 1978, under which the Dams Safety
Committee (DSC) was formed, as the regulator of dams in NSW. This Act gave the DSC power
to obtain and examine information and to maintain surveillance of dams, and to require dams be
made safe
The DSC thus requires owners to submit dam surveillance reports every 5 years. Depending on
the content of the reports, safety reviews and remedial action may be required.
As a result of these requirements, DWE set up, in partnership with councils, a dam safety
program covering:
– Routine dam inspections by councils
– Annual (for high, and every 2 and 3 years for significant and low hazard dams respectively)
dam inspections and instrumentation data review by DWE
– Five-yearly dam surveillance reports
– Hazard rating assessments
– Dam safety emergency plans
– Dam safety training courses by DWE
These are carried out on dams of all types with heights and storages ranging from 2 to 90m and
2 to 180,000ML. Of the council owned dams, 48 are HIGH hazard.
2.1 Hazard Rating
Hazard rating is based on the consequences of a dam failure. Loss of life basically defines a
high hazard. Risk of failure is not considered. This rating governs the standards for a dam.
Table 1 details the ANCOLD hazard categories.
2.2 Safety Standards
These are based on the ANCOLD Guidelines for Selection of Acceptable Flood Capacity [1],
Dam Safety Management [2] and, Risk Assessment [3].
Until 2000, all High hazard dams in New South Wales had to be capable of passing the
Probable Maximum Flood (PMF) with a probability of about 1 in 1,000, 000.
The 2000 Flood guidelines have a fallback standard for Flood Capacity wherein extreme
hazard requires PMF, High A PMP Design flood, High B 10-4 to 10-6 , High C 10-4 to 10-5
Significant 10-3 to 10-4 ,and Low/Very Low 10-2 to 10-3: as well as an alternate acceptable risk
based approach, see Figure 1. In 2006 the NSW Government endorsed the use of the risk
based approach.
168
2.3 Portfolio Risk Assessment
As a result of the DWE dam safety program, 21 of the 180 council dams were identified as
deficient and needing remedial works. The estimated cost was $85 million. Portfolio Risk
Assessment was used for developing a program based on risk of failure, consequences of
failure and cost of upgrading. The outputs obtained included, failure risk for each dam, failure
modes for each dam, population at risk and economic damage, and remedial options.
Table 1: ANCOLD Hazard Categories
Population at
Risk
0
Severity of Damage and Loss
Negligible
Minor
Medium
Major
Very Low
Very Low
Low
Significant
Significant
1 to 10
Low
Low
Change to High
High C
C for one life
lost
11 to 100
101 to 1000
Significant
Unlikely
High C
High B
High A
High A
Unlikely
Extreme
Unlikely
>1000
169
Figure 1: ANCOLD Societal Risk Guideline: Existing dams
3
Spring Creek Dam
Spring Creek Dam (built 1931) is a zoned earth fill embankment, with a central concrete core
wall. The original dam was 14.5m high and the crest was raised by 1m and the storage was
increased by 2m to 4700ML in 1947. In 1969, after a downstream slope failure, the
embankment was rebuilt to a height of 16m [4].
The embankment consisted of outer random earth fill shoulders supporting an inner zone of
selected earth fill. There was no internal filter.
3.1 Embankment Failure 1966
In 1966, after heavy rain following a long dry spell, a slope failure occurred, see Figure 2, The
dam was not overtopped but 80m of the downstream slope slumped, burying the scour outlet.
170
Figure 2: Spring Creek Dam, 1966 Downstream Slope Failure
The concrete wall was probably cracked with a plane of weakness between the old and new fill.
The long dry period before the failure dried out the outer zone of the embankment, permitting
shrinkage cracks to develop. The rapid rise in storage and heavy rain allowed water to
penetrate these cracks on the upstream side and hence through the cracked core wall, while
rainfall also penetrated the downstream cracks, saturating the new fill and reducing its strength
to a point where shear failure resulted.
Excavation of the slipped material revealed several pockets of loose saturated material in the
1931 section. After reconstruction, the factor of safety was greater than 1.5.
The 1994 Surveillance Report recommended, that Council install piezometers in the
downstream shoulder to ensure no adverse pore pressures were developing which could lead
to another failure.
3.2 Hazard Rating
A dam break study showed 5 houses would be flooded so the dam is a HIGH hazard.
3.3 Spillway Capacity
The catchment area is 63km2. and the spillway capacity is 310 cumecs.
The 1992 estimate of the PMF, 3800 cumecs, resulting from the 2 hour PMP (400mm), gave a
peak outflow of 2960 cumecs. The Annual Exceedance Probability (AEP) of the failure flood lay
between 1 in 100 and 1 in 3000. The dam’s spillway was deficient.
171
3.4 Monitoring
In 1998, the new piezometers indicated high downstream pore pressures [4] directly related to
and responding very rapidly to change in storage level. This confirmed the core wall was
compromised.
3.5 Material Investigations
Standard Penetration Tests (SPT) indicated CI soils of low plasticity. A soft, saturated sandy
layer was found at 9m where the test equipment fell under its own weight.
Further investigations confirmed the presence of pockets of saturated fill of very low strength
just downstream of the core wall in the original dam. Where samples were recovered, moisture
contents up to 27% over the liquid limit were found.
As the stability of the dam was questionable it needed to be strengthened.
3.6 Remedial Works
These involved installing a filter on the downstream slope with a foundation blanket filter to
control seepage and piping. The embankment was raised by 4m from downstream. A 3 metre
wide berm was on the downstream slope for stability. An embankment saddle dam was built on
the right of the spillway. The existing spillway was widened and new abutment walls were
constructed to retain the adjoining dam embankments to provide the freeboard to pass the
1:100,000 AEP flood. The total capital cost was approximately $6.5 million.
4
Malpas Dam
Malpas Dam is a 30m high zoned, earth and rockfill dam built in 1968. It has a catchment of
195km2 and a storage capacity of 13, 000 ML.
The Portfolio Risk Assessment (PRA) concluded there is justification for upgrade works due to
deficiencies in the flood capacity, and the lack of a modern filter.
4.1 Piping Assessment
A piping risk assessment was performed [5] using the event tree framework of Foster & Fell [6]
This considered each stage of piping, i.e. initiation, continuation, progression, detection
/intervention and breach.
4.1.1 Crack
The likelihood of a crack developing through the core was considered to be very low due to
good compaction of the core, uniform abutment profile, and good core performance indicated by
the piezometers.
4.1.2 Erosion Initiates
If a crack exists, would erosion of its walls occur? The maximum flow gradient across the core
is 0.15, so the shear stress applied by leakage through a thin crack (i.e. 1 – 5 mm wide) is low,
(<5 Pa) less than the estimated critical shear stress of the core (>40 Pa) soil with an IHET>4, as
found in the hole erosion tests. Erosion is thus unlikely to begin.
172
4.1.3 Continuing Erosion
A downstream filter or transition zone will prevent continuing erosion if piping initiated in the
core. Zone 3 was designed as a transition zone between zones 1 and 2, and the outer rockfill
zones.
Its materials are relatively broadly graded so an assessment for suffusion was carried out. (soils
with internally unstable gradation lose their finer particles by seepage) the results showed there
is a low probability for the Zone 3 materials to suffuse.
If piping were to initiate in the core the Zone 3 transition would permit some erosion of the core
before the transition sealed the leak. So, continuing erosion is very unlikely.
4.1.4 Progression
This considers whether the pipe will remain open, and, whether the pipe will enlarge.
The assessment indicated that the pipe is likely to remain open but with some self-limiting by
erosion of materials from the upstream transition zones into the pipe, thus helping to seal the
downstream transition material and restricting flow.
4.1.5 Breach
For Malpas Dam, breach formation would be by unraveling of the downstream rockfill leading to
large scale instability, or gross enlargement of the pipe.
For piping with “some erosion”, flows up to 100 L/sec based on case histories are expected.
Such flows would not cause unraveling of the downstream rockfill zone.
4.2 Overall Assessment
Each of the stages of piping has a low likelihood. So, the overall likelihood of piping is very low.
The above assessment was used for estimating the conditional probabilities for the event tree,
see Figure 5,. The probability of a concentrated leak developing was 1 x 10-3, and for erosion
initiating 1 x 10-2. This was 100 times less than the historical probabilities of piping initiation
derived from the statistics of dam incidents. Malpas Dam was significantly better than the
“average dam” in the statistics due to the good compaction of the core, and low erodibility of the
core, and low potential for differential settlement cracking. After applying the judgmentally
based probabilities to the other phases of piping, the total probability of piping per annum was 4
x 10-8.
4.3 Spillway Assessment
The spillway hydrology assessment was a standard procedure using flood routing and flood
frequency analysis and will not be discussed. The dam crest flood has an AEP of 1 in 250,000,
which translates through the event tree into an annual probability of failure due to overtopping of
2 x 10-6.
4.4 Loss of Life
This was assessed using Graham’s Method, and the results of a dambreak study which found
that 7 dwellings would be effected, with the first dwelling over 6 hours flow time downstream.
173
Loss of life was estimated as one for piping, and two for overtopping. When the risk cases were
plotted on the ANCOLD Societal Risk Criteria Figure [1], it was found that the risks were
tolerable, and no upgrading was needed.
4.5 Outcome
Without a risk assessment, Malpas Dam would have required the installation of downstream
filters to satisfy modern criteria, and would have required a PMF capacity spillway. It was
estimated that over $6 million was saved by the use of risk assessment.
Acknowledgement
The author acknowledges the permission of URS Australia and the Armidale Dumaresq Council
to use their Malpas Investigation and Option Study in the development of this paper, as well as
the permission of DWE to present the paper.
Literature
[1]
ANCOLD: Guidelines on Selection of Acceptable Flood Capacity for Dams, March 2000.
[2]
ANCOLD: Guidelines on Dam Safety Management, August 2003
[3]
ANCOLD: Guidelines on Risk Assessment, October 2003
[4]
Heinrichs, P; Bosler, J: Spring Creek Dam – Proposed Remedial Measures for a Defective
Concrete Core Wall and Undersized Spillway. ANCOLD Bulletin No 123, April 2003.
[5]
URS: Malpas Dam Investigation and Options Study, September 2006
[6]
Foster, M; Fell, R; Davidson, R; Wan C: Estimation of the Probability of Failure of
Embankment Dams by Internal Erosion and Piping Using Event Tree Methods. ANCOLD
Bulletin No 121, August 2002.
Authors’ Name and Affiliation
Paul W Heinrichs, B.E. M.Eng.Sc. M.I. E.Aust.
Department of Water & Energy
Level 18, 227 Elizabeth St.
Sydney, NSW 2000
Australia
Paul.Heinrichs@deus.nsw.gov.au
174
Planung und Bau des Hochwasserrückhaltebeckens
Lauenstein
The planning and construction of the Lauenstein flood-control basin
Wolfgang Holze, Thomas Wollenhaupt, Karl Dybek
Abstract
In 1998 the Ministry for Environment and Agriculture of Saxony decided to construct a floodcontrol basin without permanent storage in the Müglitz valley consisting of an approximately 30
meters high rockfill dam providing a storage capacity of app. 2.5 Mio m3. Construction works
started on the spillway tunnel in 2002. As a result of the catastrophic flood in 2002, the storage
capacity was doubled to app. 5 Mio m3, thus requiring the heightening of the dam by about ten
meters. Embankment works started in 2004. The basin was put into operation in 2006.
Vorspann
Das Sächsische Staatsministerium für Umwelt und Landwirtschaft beschloss 1998, im Müglitztal
ein Hochwasserrückhaltebecken als „Trockenbecken“ mit einem ca. 30 m hohen Steinschüttdamm und einem Stauraum von ca. 2,5 hm³ zu errichten. Die Bauarbeiten begannen 2002 mit
dem Hochwasserentlastungsstollen. Als Folge des Katastrophenhochwassers 2002 wurde der
Stauraum neu definiert. Die Verdoppelung des Stauraumes auf ca. 5 hm³ erfordert eine Erhöhung des Dammes um ca. 10 m. Die Schüttarbeiten begannen 2004. Das Becken wurde 2006
in Betrieb genommen.
1
Veranlassung und Vorhabensentwicklung
Mit Fertigstellung des HRB Lauenstein im Jahre 2006 ist ein weiterer Schritt zur Hochwassersicherung im Müglitztal vollzogen.
In der Vergangenheit wurde das Müglitztal wiederholt von Unwetterkatastrophen heimgesucht.
Die markantesten Hochwasser aus jüngster Zeit ereigneten sich 1927, 1957 und 2002.
Bereits in den 80er und 90er Jahren war in der Nähe des Ortes Lauenstein eine Talsperre
geplant, die neben dem Hochwasserschutz auch der Wasserversorgung von Dresden dienen
sollte.
Das Sächsische Staatsministerium für Umwelt und Landwirtschaft entschied im September
1998, dass an der Sperrenstelle der ehemals geplanten Talsperre Lauenstein nun ein Hochwasserrückhaltebecken zu errichten ist. Die hierfür eingereichten Genehmigungsunterlagen
wurden Anfang 2001 planfestgestellt.
2
Bauwerksbeschreibung
Der Bereich des künftigen Stauraumes einschließlich seiner Uferzone wird durch ein relativ
enges Trogtal mit überwiegend bewaldeten und mit Buschwerk bestandenen Hängen gebildet.
Der Stauraum ist nicht besiedelt.
175
Der Standort des HRB entspricht den Planungen, die zuletzt in den Jahren 1993 bis 1996
erarbeitet wurden. Er erfüllt die hydrologischen Anforderungen hinsichtlich Einzugsgebiet und
Größe des erforderlichen Hochwasserrückhalteraumes als auch günstige topographische Bedingungen hinsichtlich einer Engstelle des Tales. Für diesen Bereich liegen umfangreiche
ingenieurgeologische Erkundungsergebnisse aus den 60er, 70er und 90er Jahren vor.
Die Untergrunderkundung an der Sperrenstelle weist aus, dass unter einer relativ geringmächtigen Gehängelehm- und Hangschuttdecke bzw. Flussablagerungen (Talschotter) als
Festgestein Gneis ansteht.
Schlussfolgernd aus den Untergrundbedingungen und aufgrund vorhandener Massenentnahmestellen in der Nähe der Sperrenstelle wird als Absperrbauwerk ein Steinschüttdamm
mit Innendichtung aus Asphaltbeton gewählt (Bild 1). Die Geometrie des Dammes wird unter
Berücksichtigung der Standsicherheitsanforderungen und der Baustoffkennwerte des Schüttmaterials, der Belastungsbedingungen sowie der Böschungsgestaltung und -unterhaltung
vorgesehen.
Bild 1:
Querschnitt des Absperrbauwerks
Die Hochwasserentlastungsanlage ist als Fallschacht am rechten Hang mit anschließendem
Stollen und luftseitigem Tosbecken ausgeführt. Über den normalkronigen Einlauftrichter mit
anschließenden Fallschacht kann das Bemessungshochwasser sicher abgeleitet werden. Die
Leistungsgrenze der Hochwasserentlastung liegt bei Qkrit = 200 m³/s. Der Hochwasserentlastungsstollen ist ab Fallschachtkrümmer in einen oberen begehbaren Teil und einen
unteren Fließquerschnitt gegliedert (Bild 2).
176
Bild 2:
3-D-Darstellung der Betriebseinrichtung
Eine günstige Lösung stellt die Kombination der Grundablassanlage mit der
Hochwasserentlastung dar. Sie besteht aus dem Einlaufbauwerk mit Schieberkammer und
anschließendem Grundablassstollen, der in den Hochwasserentlastungsstollen mündet. In der
Schieberkammer sind ein Segmentschütz und ein Ringkolbenventil angeordnet. Mit diesen
beiden Grundablässen kann das Hochwasserrückhaltebecken im Hochwasserfall optimal gesteuert werden. Der Grundablassstollen ist ebenfalls in einen oberen begehbaren Teil und
einen unteren Fließquerschnitt gegliedert.
Vom begehbaren Teil der Stollen kann der Kontrollgang über einen Verbindungsgang erreicht
werden.
Zur Überwachung und Steuerung des Hochwasserrückhaltebeckens sind verschiedene
Anlagen zur Mess- und Regeltechnik (Piezometer, Extensometer, Pendel- und Schwimmlot,
Druckkissen, u.a.) einschließlich zugehöriger Fernleittechnik sowie ein Beckenpegel, ein
Zuflusspegel und ein Abflusspegel errichtet worden. Die Steuerungszentrale befindet sich im
Betriebsgebäude, welches am Auslauf des Hochwasserentlastungsstollens angeordnet ist.
3
Technische Daten
Beckenart
Becken mit Dauerstau
Dichtungsart
Asphaltinnendichtung (60 cm dick) auf Herdmauer mit Kontroll-
Kontrollgang
lichter Querschnitt ca. 3 x 2 m
gang
177
Betriebseinrichtungen
Schachtüberfall mit HWE-Stollen und Tosbecken,
Steinschüttdamm
Volumen ca. 480.000 m³, Höhe ca. 40 m, Kronenlänge ca. 260 m,
Fallschacht
Durchmesser 4,2 m, Länge 22 m
HWE - Stollen
Durchmesser 6,2 m, Länge 165 m (davon 95 m als Freibauteil)
GA - Stollen
Durchmesser 5,2 m, Länge 85 m (davon 20 m als Freibauteil)
Grundablässe
Segmentschütz 1,6 x 1,6 m und Ringkolbenventil RKV 800.
zwei Grundablässe mit GA-Stollen (Einmündung in HWE-Stollen)
Kronenbreite 5 m
4
Hydrologische Parameter
Zuflüsse zum HRB
Weiße Müglitz, Fürstenwalder Bach, Löwenbach
Einzugsgebiet
38,1 km²
MQ
0,6 m³/s
HQ5
21,8 m³/s
HQ100
62,2 m³/s
HQ1000
136 m³/s
HQPMF [3]
181 m³/s
Dammkrone
554,20 m HN
Vollstau
551,30 m HN
Betriebsstau
524,00 m HN
Einlaufsohle GA
514,55 m HN
Gesamtstauraum
6,44 hm³
Gewöhnlicher Hochwasserrückhalteraum
5,01 hm³
Betriebsstauraum
0,18 hm³
5
Ausführung
Die schon in früheren Planungen vorgesehene Massenentnahme ca. 500 m oberhalb der
Sperrenstelle wurde als Ergebnis der Umweltverträglichkeitsuntersuchung und -prüfung nicht
genehmigt. Um den Beginn der Maßnahme aufgrund unklarer Ausschreibungsbedingungen für
das Dammschüttmaterial nicht zu verzögern, wurde die Gesamtmaßnahme in die Bauabschnitte
Betriebseinrichtungen (Bauabschnitt 1), Absperrbauwerk (Bauabschnitt 2) und Technische
Ausrüstung (Bauabschnitt 3) unterteilt, welche jeweils getrennt vergeben werden.
Mit dem Bau der Betriebseinrichtungen (Hochwasserentlastung und Grundablass) wurde im
Frühjahr 2002 begonnen. Das Katastrophenhochwasser 2002, sieben Tage nach der
Grundsteinlegung (05.08.2002), war Anlass für wesentliche Umplanungen des Bauabschnittes
2, Absperrbauwerk:
178
– Erhöhen des Dammes und Einlauftulpe um ca. 10 m,
– Hangseitiges Verlängern des Kontrollganges,
– Anpassen der Messtechnik und der technischen Ausrüstung,
– Anpassen der Wegeanbindung.
Mit diesen Maßnahmen sollte eine Verdoppelung des HW-Schutzraumes erreicht werden.
Da der Stollen bei Eintritt des Hochwassers 2002 bereits aufgefahren war, waren die Schäden
an der Baustelle selbst relativ gering.
Aufgrund des schlechten Zustandes der Infrastruktur als Folge der Hochwasserkatastrophe und
damit eingeschränkter Zufahrt der Baustelle verzögerte sich der Bauabschnitt 1 um ca. ein Jahr.
Die Betriebseinrichtungen wurden 2004 fertig gestellt. Im gleichen Jahr begann der Bau des
Absperrbauwerkes. Die Massenentnahmestelle wurde funktional ausgeschrieben. Die Parameter und Erfordernisse seitens der Dammstatik und der Gefügestabilität wurden festgeschrieben und der Bieter hatte hierfür die geeignete Massenentnahmestelle zu identifizieren und
einschließlich allen geforderten Nachweisen anzubieten.
Die Arbeiten für das Absperrbauwerk wurden im Frühjahr 2006 beendet. Parallel zu den
Bauabschnitten 1 und 2 wurde der Bauabschnitt 3, die Technische Ausrüstung, hergestellt.
Im Verlauf des Märzhochwassers 2006 konnte das Bauwerk seine Leistungsfähigkeit bereits
unter Beweis stellen. Das Ereignis wurde gleichzeitig für die Durchführung des Probestauprogramms genutzt (Bild 3).
Bild 3:
Luftbild vom Hochwasser März 2006
179
6
Ausblick
Mit Fertigstellung des HRB Lauenstein ist ein weiterer Schritt zur Hochwassersicherung im
Müglitztal vollzogen.
Literatur
[1]
Vorplanung, HPI 01/1999
[2]
Ausführungsplanung, HPI 07/2001
[3]
Genehmigungsvorlage zur Stauraumvergößerung, HPI 03/2003
Dipl.-Ing. Wolfgang Holze
Ludwig-Hartmann-Straße 40
01277 Dresden
wh@hydroprojekt.de
Dipl.-Ing. Thomas Wollenhaupt
Ludwig-Hartmann-Straße 40
01277 Dresden
tw@hydroprojekt.de
Dr.-Ing. Karl Dybek
Landestalsperrenverwaltung Sachsen
Betrieb Oberes Elbtal
Bahnhofstraße 14
01796 Pirna
karl.dybek@ltv.smul.sachsen.de
180
Development of Flood Plans for Large Raised Reservoirs in
England and Wales
Die Entwicklung von Flutplänen für große Speicher in England und Wales
Ian Hope
Abstract
The Water Act 2003 established a new role for the Environment Agency, as the enforcement
authority for the Reservoirs Act 1975 in England and Wales. Transferring this regulatory role
from 136 local authorities has had a significant impact on the regulated community. The
imminent introduction of reservoir flood plans, post-incident reporting (Warren et al 2006), and a
review of current regulations is set to herald further change.
There are over 2,000 reservoirs in England and Wales to which the Reservoirs Act 1975 applies
(those capable of holding at least 25,000 cubic meters of water above lowest natural ground
level). These are owned by some 710 businesses and individuals. The average age of dams in
England and Wales is over 110 years and there are at least six emergency draw downs of
reservoirs each year. (This action is seen as a last resort to prevent dam failure).
Great Britain is arguably behind the rest of the developed world in producing reservoir flood
plans (or emergency action plans) for reservoirs. In its role as policy lead, Defra is funding
production of a publication entitled “Engineering Guide to Emergency Planning for UK
Reservoirs”.
Producing reservoir flood plans for use by the emergency planning community through Local
Resilience Forums will mean those involved in managing and communicating flood risk will be
much more aware of the extent of potential inundation areas from reservoirs.
While current knowledge and techniques for the process of inundation mapping is subject to
further development, work is also underway to develop a strategy for reservoir safety research
and to identify a work programme for the next 10 years.
This paper highlights the current stage of development of reservoir flood plans and its impact on
the reservoir industry in England and Wales.
Zusammenfassung
Das Wassergesetz von 2003 hat für die “Environment Agency” die neue Rolle geschaffen, dem
Talsperrengesetz von 1975 in England und Wales Geltung zu verschaffen. Die Verlagerung
dieser Regulierungs-Aufgabe von 136 lokalen Behörden hatte eine erhebliche Wirkung auf das
Gemeinwesen. Die bevorstehende Einführung von Überflutungsplänen, Störfall-Berichten
(Warren et al 2006) und eine Überarbeitung bestehender Regelwerke ist der Vorbote weiterer
Neuerungen an.
In England und Wales gibt es mehr als 2000 Talsperren, die unter das Talsperrengesetz von
1975 fallen (Stauinhalt mindesten 25000 m³ über der ursprünglichen Talsohle). Diese Talsper-
181
ren sind im Besitz von etwa 710 Firmen und Privatpersonen. Das Durchschnittsalter der
Talsperren in England und Wales beträgt mehr als 110 Jahre. In jedem Jahr muss mindestens
sechs mal eine Talsperre notfallmäßig abgesenkt werden, was als letztmögliche Maßnahme zur
Verhinderung des Versagens gilt.
Was die Erstellung von Überflutungs- oder Katastrophenplänen für Talsperren angeht, dürfte
Großbritannien dem Rest der entwickelten Länder hinterher hinken. In seiner Vorreiterrolle
unterstützt DEFRA die Erstellung einer Publikation mit dem Titel “Engineering Guide to
Emergency Planning for UK Reservoirs”.
Die Erstellung von Überflutungsplänen für den Gebrauch durch den Katastrophenschutz sorgt
dafür, dass die Kräfte, die sich mit dem Managen und Kommunizieren von Hochwasser-Risiko
zu befassen haben, wesentlich besser über das Ausmaß möglicher Überflutungen aus Talsperren informiert sind.
Während sich die Kenntnisse über die Erstellung von Überflutungsplänen laufend weiterentwickeln, sind auch Bestrebungen im Gange, eine Forschungs-Strategie für Talsperrensicherheit zu entwickeln und ein Arbeitsprogramm für die nächsten 10 Jahre aufzustellen.
Dieser Beitrag beleuchtet den gegenwärtigen Stand der Entwicklung von von Überflutungsplänen und deren Einfluss auf die Talsperrenbranche in England und Wales.
Introduction
The reservoir industry within the UK is currently undergoing a period of major change. The
Environment Agency, as one of the organisations responsible for making sure our reservoirs
operate safely and are properly managed, is involved in developing and implementing strategies
to successfully achieve that change.
Two and a half years ago in a monumental move brought about as the result of the Water Act
2003, responsibility for reservoir safety in England and Wales was transferred to the country’s
leading public body for protecting and improving the environment – the Environment Agency.
As the new enforcement authority, we are responsible for assuring the safety of the nation’s
2,000 reservoirs by enforcing the Reservoirs Act 1975. It is our aim to work alongside reservoir
undertakers (operators, users and owners), supporting them in meeting the requirements of the
Reservoirs Act 1975. We are already recognised as a firm but fair regulator and we are working
with the reservoir industry to improve overall reservoir safety. This new role is being
implemented by a “National Once Only Service” Reservoir Safety team, based in Exeter.
We are not directly responsible for the safety of reservoirs. Reservoir undertakers are
responsible for ensuring safety, compliance with the law and assessing the flood risk posed by
their reservoirs. As described in Hope (2006) we are responsible for enforcing the Act by
making sure that undertakers fully comply, warning and ultimately prosecuting those that don’t.
Flooding from reservoirs can result from an uncontrolled breach of the dam or over-topping
during a severe rainfall. The consequences of this kind of flood could be catastrophic. The
chance of a dam failing is considered to be ‘low’. However, the average age of dams in Great
Britain is over 110 years and there are at least six emergency draw downs of reservoirs each
year (this action is seen as a last resort to prevent dams failing).
182
We have compiled a register of over 2,000 reservoirs in England and Wales to which the
Reservoirs Act 1975 applies (those capable of holding at least 25,000 cubic meters of water
above lowest natural ground level). These are termed Large Raised Reservoirs (LRR). These
are owned by some 710 businesses and individuals, including 167 flood storage reservoirs,
which we own and operate ourselves. We are also currently investigating whether a further 315
reservoirs that are currently unregistered should be subject to the Act.
The public can view this register at our Area offices. For further details please see
www.environment-agency.gov.uk/reservoirsafety.
Reservoir flood plans (RFPs)
Great Britain is arguably behind the rest of the developed world in producing reservoir flood
plans (or emergency action plans for reservoirs). As shown in Figure 1 this effectively means
that the ‘Risk Response’ box as part of the risk management process is incomplete.
Figure 1: Risk management process
Under the Water Act 2003 undertakers must produce flood plans for their reservoirs where
directed by the Secretary of State.
Defra is currently funding the production of an "Engineering Guide to Emergency Planning for
UK Reservoirs". When complete and agreed, the Secretary of State will issue the direction to
undertakers to produce plans.
It is anticipated that the reservoir flood plan will include the following:
– full inundation analysis. This will provide a plan of the area inundated and information on
velocities and depths of flow.
– on-site emergency plan. This will set out what the undertaker would do in an emergency to
try to prevent the dam failing.
– plan for liaising with external organisations. This will define and test channels of
communication between the undertaker and the Local Resilience Forum, which includes the
emergency services and the Environment Agency.
183
It is proposed that there should be regular exercising and training to maintain reservoir flood
plans to make sure that residual risk is managed.
Off-site emergency planning will be carried out under the provisions of the Civil Contingencies
Act 2004. Part 1 of the Act provides a new statutory framework for civil protection at the local
level, which applies across the whole of United Kingdom. It sets out clear expectations and
responsibilities for front line responders at the local level to ensure that they are prepared to
deal effectively with the full range of emergencies. It divides local responders into two
categories:
a) category 1 responders central to most emergencies (for example emergency services, local
authorities, NHS bodies, Environment Agency).
b) category 2 responders (for example Health and Safety Executive, transport and utility
companies) are required to share information and co-operate with category 1 responders as
part of emergency planning.
Category 1 and 2 responders together form Local Resilience Forums (LRFs), which help coordinate emergency planning, training and exercises locally. Category 1 responders have a duty
to carry out risk assessments and produce a Community Risk Register covering their LRF area.
What do we mean by “risk”?
Risk is commonly defined as: Risk = likelihood of failure x consequence.
“Flood risk” is the combination of the probability of a flood event and its potential adverse
consequences.
The reservoir industry has traditionally used the following consequence classification from
“Floods and Reservoir Safety, ICE 1996” for impounding reservoirs, see below:
Risk category
Notes (Reference: Floods and Reservoir Safety; ICE 1996)
A
At least 10 lives at risk and extensive property damage
B
Fewer than10 lives at risk but extensive property damage
C
Negligible risk to human life but property damage
D
No significant risk to life or property
When allocating our resources using a risk-based approach, we have used the above
consequence classification. For example, we have targeted category ‘A’ non-compliant
reservoirs as a priority. We have also found it useful to use this for non-impounding reservoirs
and service reservoirs for this purpose.
The following shows the distribution of reservoirs in England and Wales by consequence
category, see below:
184
Risk category
Number of LRRs
% of total number of LRRs
A
670
33
B
286
14
C
324
16
D
217
11
Not Applicable (Note 1)
107
5
Unknown (Note 2)
406
20
Totals
2010
100
Note 1 - Historically, only impounding reservoirs have been assigned a risk category. Although
this has changed, and the risks posed by all reservoirs are now being considered, some nonimpounding and service reservoirs have not yet been assigned a risk category.
Note 2 - Section 10 Inspection Reports, in which risk category information is normally supplied,
are not available for all reservoirs (because the Reports that do not contain measures in the
interests of safety do not have to be submitted to the Enforcement Authority).
The inundation analysis will show the consequences of a dam failing. It will identify property and
infrastructure that could be affected. It will also provide information on depth and velocity of flow
so an assessment of casualties can be made and help in emergency planning.
Assessing the chance of any dam failing is far more difficult. The dam failing due to overtopping
would be as a result of a flood greater than the spillway capacity, that is a return period of about
10,000 years for a category A reservoir or the Probable Maximum Flood (P.M.F). This gives a
relatively low level of risk compared to other hazards.
In practice, a dam is more likely to fail as a result of leakage or piping. Currently we are not able
to assign any meaningful return period to this type of event, since there have been no failures of
dams causing loss of life in England and Wales, since the Reservoirs (Safety Provisions) Act
1930.
Whilst there are a number of incidents each year, which require drawdown of reservoirs to avoid
dam failure, we can draw limited conclusions about probability. We have developed and
recently introduced a new post-incident reporting procedure after consultation with the industry.
This will give us much needed information. However, reporting is voluntary and the database is
still in its infancy.
Whilst undertakers have information on the condition of dams, this has not generally been
ranked in terms of severity of risk. Risk ranking has certainly not been applied between various
undertakers. This contrasts with the situation in other developed countries for example in
Australia where Stewart et al (2007) describes how portfolio risk assessment informs
185
prioritisation and funding of dam safety upgrading projects. Portfolio risk assessments is also
applied to the regulation of dams. See www.damsafety.nsw.gov.au.
Response by Local Resilience Forums
Local Resilience Forums (LRFs) have prioritised their response to dam failure against the other
risks in their area based on generic advice. Currently LRFs are not informed about the
probability of individual dams failing.
The extent to which category 1 responders will prepare detailed off-site emergency plans for
dam failure will be determined by their perception of the risk, compared to other emergencies
which may arise in their area of responsibility. Their response can range from simply monitoring
to establishing a high priority for risk response and allocation of resources by using the following
process to derive planning assumptions, see Figure 2.
Figure 2
Therefore there will be an inconsistent response among LRFs to potential dam failures across
the country. The response can range from:
1. detailed plans setting out the response of the local responders for individual dams to
2. a standard emergency plan for all dams setting out roles and responsibilities of all parties.
The Police will normally take the overall co-ordination role during major emergencies and are
responsible for deciding whether to evacuate the local area. The current Defra project is
seeking to address how this is reflected in the specification for reservoir flood plans.
The need to have and share this information was reinforced in the “lessons learnt” report
following an exercise on a dam burst in a major northern city in December 2006. One of the key
findings from silver control was that emergency plans “need to be shared between responding
organisations”.
Planning guidance
Inundation maps will help to make decisions about planning policy. Although the chance of
inundation is low, the following important elements need to be considered:
– safety of people within buildings
– safety of buildings
186
– people being able to safely enter and exit buildings safely
– emergency services being able to evacuate or rescue people from buildings.
Inundation maps will also provide that vital link between developers and planners and the
reservoir undertaker. This will ensure that the reservoir undertaker is more closely involved in
the planning process.
In some instances, the category of the dam can change as a result of development. If this
happens, the undertaker could face significantly higher costs (for example increased spillway
capacity) following the next inspection.
As a result of our lobbying, flooding from reservoirs has now been identified as a potential flood
risk in the recently published Planning Policy Statement 25 (PPS) December 2006. Appropriate
guidance principles are currently being developed.
The following pyramid (see Figure 3) considers the increasing scale of response to flash
flooding and the upper section of the pyramid can be adapted to reservoir flood plans.
The response should take an informed view and be proportionate to the risk. This is a further
illustration of “work in progress”.
Figure 3: Increasing scale of response to flood risk.
187
International practice
The advances made and lessons learnt by other developed countries in specifying and
establishing emergency planning for reservoirs, in the form of emergency action plans (EAPs)
are worth considering.
In the USA, the Federal Emergency Management Agency (FEMA) has produced guidelines for
emergency action planning for dam owners as described in FEMA (1998). FEMA recognised
that a significant proportion of state–regulated dams; 83 per cent of the 22,000 high or
significant hazard dams, did not have emergency action plans (EAPs).
EAPs cover training, exercising, updating plans and regular communications. The regulatory
authority is encouraged to become fully involved in developing and approving the EAP.
Communities that could potentially be affected are also involved. This has been seen as both
essential and challenging.
Certain websites openly contain inundation maps; for example those published by the
Association of (San Francisco) Bay Area Governments (ABAG). However, this information has
caused tensions with the Department for Homeland Security who have expressed concerns in
the wake of 9/11.
In most European countries the requirements for EAPs are well established. In Switzerland for
example, dam inundation information is freely available. This includes information on the depth
of potential flooding displayed in public buildings, restaurants etc. From the evidence of the
public debate that featured in press reports immediately after the devastation of New Orleans by
Hurricane Katrina, the public are fully involved with EAPs for dams.
Involving people is highly challenging, due to the need to strike a sensitive balance between
alerting people and causing unnecessary alarm. In Finland, innovative ways of raising public
awareness are evident – for example DVD’s featuring an emergency exercise are freely
distributed.
In the paper to the International Commission on Large Dams (ICOLD) conference last year,
“Implementation of Emergency Action Plans in Spain”, De Cea Anzañedo et al. (2006) the
authors acknowledge “The most complex aspect of the implementation process is the
Communication Plan for the population at risk (requiring greater emphasis) to sociology and
psychology than engineering.”
Arguably, this task was made easier in Saxony, Germany where EAPs were introduced after
the devastating flash flooding in August 2002 which killed some 20 people. Horlacher & Pohl
(2006) describe the extensive work to establish EAPs and reflect the challenging process to
involve the public.
Existing Inundation Information
Most water companies and some other reservoir undertakers have carried out inundation
mapping to identify the extent and consequences of a dam failure leading to release of
impounded water. Generally this information is paper-based and understandably to differing
standards. Although this information has, in many cases, been available for some years, the
advice from Defra was that it must be kept confidential.
188
At a recent meeting organised by Defra and attended by representatives from Water UK, it was
agreed that the existing inundation maps should be released to Category 1 responders under
the Civil Contingencies Act 2004. However, the full information should only be used for
emergency planning only at this stage. This early release of information does not affect the
plans in progress to introduce the formal requirement to produce reservoir flood plans, but is
effectively a useful pilot process.
Working with the Civil Contingencies Secretariat of the Cabinet Office, we are currently drafting
standard letters requesting information from undertakers. We are also preparing a supporting
“Questions & Answers” document.
Environment Agency procedures
The impact of the information provided by an inundation map following the formal requirement
to produce a reservoir flood plan in an Area office is considerable, for example, from informing
emergency response to providing planning advice.
Our roles in relation to reservoir flood plans can be summarised as follows:
– as enforcement authority our national Reservoir Safety team will be responsible for examining
and accepting completed plans from undertakers and taking action against those who do not
prepare them;
– providing information to undertakers to help them prepare inundation analysis and
consequence assessment;
– producing reservoir flood plans as a reservoir undertaker (we are currently the undertaker for
167 reservoirs);
– using the information on areas that could flood to inform flood incident management and
development control;
– as Category 1 responders under the Civil Contingencies Act 2004, to help prepare
emergency plans covering the off-site effects of potential reservoir flooding.
We are currently producing guidance and instructions for compiling metadata files to cover this
new source of data and updating existing processes and work instructions.
Reservoir safety research and development needs
Reservoir safety research and development (R&D) has previously been managed by the Water
Supply and Regulation Division of Defra. From Jan 1 2007 this responsibility transferred to the
Flood Management division. A suitable governance structure for reservoir safety R&D is being
established in parallel with the existing structure for Flood Risk Management R&D.
Atkins have been commissioned by Defra to review research needs in the area of reservoir
safety and to propose a strategy for future work. It is intended that this strategy will link with
similar international programmes of work.
Of particular interest to reservoir flood plans is the IMPACT project. Morris & Hassan (2005)
describe work, which identified that current modeling of flooding from dam breaches was
producing errors of up to 50 per cent. Further work has been carried out under the FLOOD site
189
programme Task 6 modeling breach initiation and growth. The HR-BREACH model will be one
of the three to be assessed by USBR on behalf of the Canadian based Dam Interest Safety
Group.
As part of the newly formed Atkins team, HR Wallingford will be reviewing dam break modelling
as used in the UK in order to advise on the most appropriate modelling techniques to use. This
will be incorporated into the Defra guide.
Communication strategy
This paper deliberately concentrates on the issues to be addressed in defining the specification
and processes for reservoir flood plans.
The many strands of this project need to be supported by a comprehensive communication
strategy. This will range from the formal regulatory impact process to making sure that public
access to inundation maps does not cause unnecessary alarm.
This communication strategy will cover both internal and external needs and extend to
specifying and implementing a training course for reservoir panel engineers. It will also build on
the lessons learnt by others.
Way forward
This paper has outlined most of the issues under development. By forging a strong working
relationship with those who will be using the reservoir flood plans, we can develop a practical
and workable specification and processes.
Whilst there will always be a minor risk from both extreme floods and dam failure, this project
will make sure that emergency action plans are in place to further improve the safety of our
reservoirs and those that live and work near them.
Acknowledgements
The views expressed in this paper are the personal views of the author and not necessarily
those of the Environment Agency.
The author would also like to express his appreciation of the sterling efforts and continued
support of the Reservoir Safety team, without whose help so much could not have been
achieved in such a short time.
Appendices
www.environment-agency.gov.uk
www.defra.gov.uk
www2.defra.gov.uk/db/panel/default.asp
www.britishdams.org
190
Literature
–
Civil Contingencies Act 2004, HMSO London
–
De Cea Azañedo, J.C., Yagüe Cordova, J. and Del Campo Benito, J. 2006.
Implementation of Emergency Action Plans in Spain. Q85 – R12. Twenty Second
Congress on Large Dams, ICOLD Department of Water Affairs, Ministry of Environment
–
Environment Agency, 2005. A Better Place to Live – Working Together for the Safety of
Our Reservoirs
–
Environment Agency, 2006. Creating a Better Place: corporate strategy 2006-11. Bristol:
Environment Agency
–
FEMA. 1998. Federal Guidelines for Dam Safety – Emergency Action Planning for Dam
Owners. U.S. Department for Homeland Security Federal Emergency Management
Agency October 1998.
–
Floods and Reservoir Safety Third Edition
–
Institution of Civil Engineers 1996.
–
Hope, I.M. 2006. Reservoir Safety in England and Wales – A Time of Change. ANCOLD
Conference 2006.
–
Hope, I.M. and Hughes, A.K., 2004. Reservoirs Act 1975 -–Progress on the
implementation of the Environment Agency and Enforcement Authority. Proceedings of
the 13th conference of the BDS held at the University of Kent, Canterbury. Thomas
Telford, London.
–
Horlacher, H.B. and Pohl, R. 2006 – Lessons Learned from the Analysis of the Extreme
2002 Flood in Saxony. Q87 – R40 Twenty Second Congress on Large Dams, ICOLD.
Department of Hydraulic Engineering, Pirna
–
Morris MW and Hassan M 2005 Conclusions & Recommendations from the IMPACT
Project WP5: Combined Risk & Uncertainty
–
Planning Policy Statement 25, HMSO, London
–
Reservoirs Act 1975, HMSO, London
–
Stewart. D, McGrath. S and Nabbs. D, Prioritisation of Dam Safety Management in a
Large Water Business. ICOLD 2007.
–
Warren A.L. and Hope I.M. 2006. A New Incident Reporting System for UK Dams.
Proceedings of the 14th conference of the BDS held at the University of Durham. Thomas
Telford, London.
–
Water Act 2003, HMSO, London
–
Yadigaroglu, G. and Chakraborty, S., 1985, Risk Analysis as a Decision Tool. TUV
Rheinland Publication, Essen, Germany.
–
Water Act 2003, HMSO, London
191
Ökologische Durchgängigkeit von Hochwasserrückhaltebecken
Ecological transmissivity of flood retention reservoirs
Hans-B. Horlacher, Holger Haufe, Eckehard Bielitz, Sebastian Fritze
Abstract
Dams of flood retention reservoirs in the main river course with conventional outlet works
interrupt the ecolocical transmissivity of rivers with negative effects on terrestrial and aquatic
organisms. At the Institute of Hydraulic Engineering and Applied Hydromechanics of TU
Dresden in cooperation with the Dam Autority of Saxony hydraulic modelling tests were
accomplished for optimization of structural design of the outlet works and for continuation of
design processes. Additionally Diploma-theses showed appropriate technical solutions. An
overview to the up-to-date knowledge as well as results of model tests and structural design
features will be presented.
Zusammenfassung
Absperrbauwerke von Hochwasserrückhaltebecken im Hauptschluss mit herkömmlichen
Betriebseinrichtungen unterbrechen in der Regel die ökologische Durchgängigkeit im Gewässer. Wie die Forderungen der EU-WRRL nach einer dauerhaften Gewährleistung der ökologischen Durchgängigkeit umsetzbar sind, war Inhalt von Untersuchungen, die das Institut für
Wasserbau und THM der TU Dresden mit der Landestalsperrenverwaltung des Freistaates
Sachsen durchführte.
1
Veranlassung
Die Landestalsperrenverwaltung (LTV) des Freistaates Sachsen beabsichtigt als Ergebnis der
Hochwasserschutzkonzepte mittelfristig die Errichtung mehrerer Hochwasserrückhaltebecken
(HRB) ohne Dauerstau („grüne“ Becken) im Erzgebirge. Durch Absperrbauwerke im Hauptschluss mit herkömmlichen Betriebseinrichtungen wird in der Regel die ökologische Durchgängigkeit im Gewässer unterbrochen mit negativen Auswirkungen auf terrestrische und aquatische
Organismen. Um den Forderungen der Europäischen Wasserrahmenrichtlinie (EU-WRRL)
hinsichtlich der ökologischen Durchgängigkeit bei HRB gerecht zu werden, sind technische
Lösungen erforderlich, welche die Durchgängigkeit gewährleisten und den Sicherheitsanforderungen entsprechen.
Hinsichtlich der technischen Möglichkeiten und Anforderungen bei der Umsetzung solcher
durchgängig gestalteter Einrichtungen existieren bei Genehmigungsbehörden, Bauherren und
Planern gewisse Unsicherheiten bezüglich der Bewertung notwendiger, ökologisch sinnvoller
und wirtschaftlicher Entwürfe. Das Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik
(IWD) der TU Dresden untersuchte deshalb relevante Aspekte der Gesetze, Regelwerke und
Empfehlungen und führte Modellversuche für das derzeit im Bau befindliche HRB Rennersdorf
durch. Anschließend erfolgte die Herausarbeitung von Gestaltungsgrundsätzen mit einem
192
Schwerpunkt auf der Anordnung und Gestaltung der Betriebseinrichtungen. Die TU
Bergakademie Freiberg wurde zu ökologischen Fragestellungen hinzugezogen. Untersuchungsgegenstand waren nicht die ökologischen Auswirkungen durch den Bau und den Einstau der
HRB.
2
Grundlagen
Ausgangspunkt für die Untersuchungen waren die existierenden rechtlichen, ökologischen und
wasserbaulichen Grundlagen.
2.1
Rechtliche Grundlagen
In Deutschland besitzt der Bund mit dem Wasserhaushaltsgesetz (WHG) lediglich eine
Rahmengesetzgebungskompetenz. In Sachsen ist das Sächsische Wassergesetz (SächsWG)
Rechtsgrundlage. Die detaillierten inhaltlichen Vorgaben der EU-WRRL wurden mit der
Sächsischen Wasserrahmenrichtlinien-Verordnung (SächsWRRLVO, 2004) in geltendes Landesrecht umgesetzt.
2.2
Ökologische Grundlagen
Zur Gewährleistung der Durchgängigkeit ist zunächst eine genaue Kenntnis der am
vorgesehenen Beckenstandort lebenden Arten (u.a. Fische, Makrozoobenthos, Kleinsäuger,
Amphibien, Reptilien, etc.) sowie deren spezifisches Wanderverhalten erforderlich. Zu berücksichtigen sind ferner Kriterien wie Ausbildung von Sohlstruktur und Substratauflage, Fließgeschwindigkeit und- tiefe, Lichtverhältnisse, Durchfliegbarkeit [3].
2.3
Wasserbauliche Grundlagen
HRB sind Stauanlagen im Sinne der DIN 19700. Maßgebend für den Bau und Betrieb von HRB
sind die Teile 10, 11 und 12 der DIN 19700. Neben den Bemessungs- und Gestaltungsgrundsätzen und Hinweisen zu Errichtung, Betrieb und Überwachung der Stauanlagen sind
auch Forderungen enthalten, die ökologischen Beeinträchtigungen durch Bauweise und Betrieb
zu minimieren. Wichtige Aspekte hierbei sind die Festlegung von Mindestwasserabgaben zum
Erhalt der ökologischen Funktion des Gewässers in Anlehnung an die Dynamik der natürlichen
Zuflüsse und sonstigen Gegebenheiten, die Forderung nach einem Betrieb der Stauanlage
unter Berücksichtigung der landschafts- und gewässerökologischen Ansprüche unter Beachtung der jahreszeitlichen Unterschiede sowie das Anstreben einer naturgerechten und
ästhetischen Einbindung der Stauanlage in die Landschaft [4].
3
Untersuchungsergebnisse und Empfehlungen
Die LTV Sachsen beauftragte 2005 das IWD mit physikalischen Modelluntersuchungen für das
neu zu errichtende, ökologisch durchgängig zu gestaltende HRB Rennersdorf [1] (Bild 1). Die
Versuche führten zu wichtigen Erkenntnissen hinsichtlich Entwurf, hydraulischer Belastung,
Bemessung und Steuerung der Betriebseinrichtungen.
193
Bild 1:
3.1
Modellversuch HRB Rennersdorf, Auslassbauwerk [1]
Arten ökologischer Durchlässe
Kernstück zur Gewährleistung der ökologischen Durchgängigkeit ist die Anordnung eines
Durchlasses, der unbeeinträchtigte Wanderbewegungen der aquatischen und terrestrischen
Organismen ermöglicht (Ökodurchlass). Ausgangspunkt für die Betrachtungen ist die Wahl
eines Staudammes als Absperrbauwerk. Unterschieden wird der Rohr- bzw. Stollendurchlass
(Ökotunnel) in geschlossener Bauweise und das Durchlassbauwerk in offener Bauweise in
Schlitzform bestehend aus einer Stauwand mit Auslässen und seitlichen Stützwänden
(Ökoschlucht).
3.2
Auswahlkriterien
Die Ökoschlucht gestattet eine nahezu unbeeinträchtigte Heranführung des Fließgewässers an
den Durchlassquerschnitt und einen guten Lichtzutritt. Diese Bauform ist in den letzten Jahren
vielfach bei kleinen und mittleren HRB in Deutschland bei Staudammhöhen bis zu 15 m
ausgeführt worden [5], [6]. Die hydrologischen und topografischen Randbedingungen der
vorgesehenen Beckenstandorte in Sachsen erfordern zur Erzielung wirksamer Rückhaltevolumina und Hochwasserschutzeffekte Staudammhöhen bis zu 30 m. Die Bauweise Ökoschlucht wäre bei Höhen > 15 m aufgrund der großen erforderlichen Abmessungen der
seitlichen Stützwände in statisch-konstruktiver Hinsicht sehr anspruchsvoll, landschaftsgestalterisch ungünstig und im Vergleich zum Ökostollen unwirtschaftlich.
3.3
Sohlgestaltung Ökostollen
Die bei den geplanten sächsischen HRB anzuordnenden Ökostollen sollten so dimensioniert
werden, dass die Niedrig- und Mittelwasserabflüsse ohne Einstau des Rückhalteraumes
abfließen können. Als Referenz für die hydraulische Bemessung des Gerinneprofils dienen
gewässertypisch ausgeprägte Flussabschnitte. Die Fließgeschwindigkeit sollte 0,3 bis 0,5 m/s
betragen, maximal und kurzzeitig sind bis zu 2 m/s zulässig. Zu große Fließquerschnitte im
Durchlass begünstigen unerwünschte Ablagerungen, mit denen ab v < 0,3 m/s zu rechnen ist.
194
Die Fließtiefen sollten 20 cm nicht unterschreiten [3]. Für Landgänger ist die Passierbarkeit mit
Hilfe von seitlichen Ufer- bzw. Trockenbermen sicherzustellen. Zur Erzielung naturnaher
Bedingungen im Ökodurchlass sollte die Sohle mit verankerten Rauheitselementen strukturiert
werden, so dass sich Geschiebe (Substratauflage von > 20 cm) ansammeln und auf
natürlichem Weg eine Abfolge unterschiedlicher Fließgeschwindigkeiten ausbilden kann. Nicht
durchgehende Sedimentauflagen stellen Wanderhindernisse dar. Eine einheitliche Gestaltung
des Gewässerbettes ist zu vermeiden (Bild 2). Fehlende Belichtung des Durchlasses kann zu
einer Sperrenwirkung führen, wobei eine sehr differenzierte Betrachtung in Abhängigkeit der
vorkommenden Arten nötig ist. Viele Arten wandern ohne oder mit wenig Licht. Lichtmangel
verhindert jedoch die ausreichende Bildung eines Algenfilms auf dem Sohlsubstrat als
Nahrungsgrundlage von Weidegängern. Technische Lösungsansätze sind große Querschnitte,
Lichtschächte sowie künstliche Beleuchtung mit natürlichem Spektrum und simuliertem TagNacht-Rhythmus.
Bild 2:
3.4
Rohr- bzw. Stollendurchlass in geschlossener Bauweise [6]
Technische Ausrüstung Ökostollen
Der Ökostollen besitzt i.d.R. aufgrund der ökologischen Forderungen einen größeren
Querschnitt als herkömmliche, rein technische Betriebs- bzw. Grundablässe und deshalb
rechnerisch eine erheblich größere hydraulische Leistungsfähigkeit. Oft kann nur mit
gesteuerten HRB wirksam Einfluss auf den Abfluss genommen werden. Der Durchlass ist aus
Sicherheitsaspekten mit 2 hintereinanderliegenden Verschlüssen auszurüsten. Abweichend von
konventionellen Konstruktionsprinzipien für Verschlüsse in Durchlässen existiert hier für die
Sohldichtung keine horizontale Gegendichtfläche, weil eine Unterbrechung der Trockenberme
die Durchgängigkeit negativ beeinflusst. Als Lösung wird eine kreissegmentförmige Verschlussunterseite vorgeschlagen, die gegen einen glatten, ohne Rauheitselemente ausgebildeten
Sohlbereich dichtet (Bild 3). Die Modellversuche haben gezeigt, dass sich bei einer
schlitzförmigen Unterbrechung der Trockenberme zur Beibehaltung einer horizontalen Verschlussunterseite, neben dem Wanderhindernis für Landgänger, ungünstige hydraulische
Verhältnisse durch Ablösungen an den Unstetigkeitsstellen ergeben.
Bild 3:
Verschlussgestaltung im Ökodurchlass [2]
195
Der Einlauf ist mit einer geeigneten, nach unten offenen räumlichen Grobrechenanlage
auszurüsten, um eine Gefährdung der Betriebssicherheit der Verschlüsse durch eingedrungenes grobes Treibgut auszuschließen, jedoch Geschiebe- und Geschwemmseltransport
ermöglicht und somit Unterhaltungskosten verringert.
3.5
Betriebsweise
Der Ökodurchlass ist bei Hochwasserbeginn ab einem festzulegenden Durchflussgrenzwert
vollständig zu schließen. Die Abgabe während und die Entleerung des HRB nach dem Ereignis
erfolgt mittels parallel anzuordnenden Betriebs- bzw. Grundablässen nach DIN 19700 mit
Tosbecken, welche als nicht ökologisch durchgängige, eigenständige hydraulische Systeme
unabhängig vom Ökodurchlass fungieren. Der Ökodurchlasses wird erst wieder nach der
Beckenentleerung geöffnet. Dadurch werden der Austrag von Sediment aus dem Ökostollen
sowie die hydraulische Überlastung des Unterwassergerinnes und daraus resultierende
Unterhaltungskosten vermieden. Modellversuche für einen Ökodurchlass mit B/H =
3,0 m / 3,9 m und L ~ 120 m ergaben bei einem Wasserstand von ca. 17,50 m im HRB Austrittsfließgeschwindigkeiten von ca. 10 m/s bei Q ~ 115 m³/s [1].
Eine konsequente Absturz- und Schwellenfreiheit insbesondere im Ein- und Auslaufbereich ist
sicherzustellen. Herkömmliche, oft eingetiefte Tosbecken stellen ein wichtiges Wanderhindernis
dar. Würde der Ökodurchlasses zur Hochwasserableitung genutzt, müsste eine Energieumwandlungsanlage vorgesehen werden, um gravierende Schäden am nachfolgenden natürlichen
Gewässerbett zu vermeiden.
4
Ausblick
Durch Auswertung der vorhandenen Literatur und durch Modellversuche konnten wichtige
Gestaltungsgrundsätze zur Gewährleistung der ökologischen Durchgängigkeit von grünen HRB
mit hohen Absperrbauwerken abgeleitet werden. Die LTV Sachsen betritt mit der geplanten
Errichtung von Anlagen dieser Größenordnung Neuland und wird die Ergebnisse der
Untersuchungen in die Planungen einfließen lassen. Nach Inbetriebnahme der HRB wird die
Funktionsfähigkeit in ökologischer und wasserbaulicher Hinsicht im Rahmen eines Monitoringprogramms überwacht werden und ggf. weitere Modifizierungen erfolgen.
Literatur
[1]
Horlacher, H.-B.; Haufe, H.; et al.: Hydraulische Modellversuche
Hochwasserrückhaltebecken Rennersdorf, Forschungsbericht TU Dresden, GWT/3260,
IWD 2005/16, 2005
[2]
Sattler, R.: Wasserbauliche Aspekte beim Entwurf von Hochwasserrückhaltebecken zur
Gewährleistung der ökologischen Durchgängigkeit des Absperrbauwerkes, Diplomarbeit
TU Dresden, Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik, 2006
[3]
Göllner, S.: Ökologische Durchgängigkeit von Hochwasserrückhaltebecken, Diplomarbeit,
TU Bergakademie Freiberg, Fachbereich Geowissenschaften, 2007
[4]
Norm DIN 19700: Stauanlagen. Berlin: Beuth-Verlag, 2004
196
[5]
Landesanstalt für Umwelt, Messungen und Naturschutz Baden-Württemberg:
Durchgängigkeit für Tiere in Fließgewässern – Leitfaden Teil 3:
Hochwasserrückhaltebecken und Talsperren, 2006
[6]
Landesumweltamt Nordrhein-Westfalen: Ökologische Durchgängigkeit von
Hochwasserrückhaltebecken, Merkblätter Nr. 18, 1999
Univ. Prof. Dr.-Ing. habil. Hans-B. Horlacher
Technische Universität Dresden
Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik
01062 Dresden
Hans-B.Horlacher@tu-dresden.de
Dipl.-Ing. Holger Haufe
Technische Universität Dresden
01062 Dresden
Holger.Haufe@tu-dresden.de
Dipl.-Ing. Eckehard Bielitz
Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Zentrale
01796 Pirna
Eckehard.Bielitz@ltv.smul.sachsen.de
Dipl.-Geol. Sebastian Fritze
Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Betrieb Spree-Neiße
02625 Bautzen
Sebastian.Fritze@ltv.smul.sachsen.de
197
The Reservoirs Act 1975 and the Protection of our Cultural
Heritage
Das Talsperrengesetz von 1975 und der Schutz unseres kulturellen Erbes
Andy K. Hughes
Abstract
This paper outlines some of the responsibilities which face the owner/undertaker of reservoirs
subject to the Reservoirs Act 1975. In some cases those reservoirs form part of our Cultural
Heritage and in many cases the sites are ‘protected’ against damage and environment and
other changes which are deemed to require consideration.
Zusammenfassung
Der vorliegende Beitrag umreißt einige der Verantwortlichkeiten, denen sich die Eigner und
Betreiber von Talsperren, die unter das Talsperrengesetz von 1975 fallen, stellen müssen. In
einigen Fällen bilden diese Talsperren Teile unseres kulturellen Erbes und in vielen Fällen
werden diese Standorte gegen Schäden, Umwelteinflüsse und andere Veränderung, die in
Betracht gezogen werden müssen, geschützt.
1
Legal Foundation
All reservoirs with a capacity of more than 25,000 cubic metres of water above the level of the
natural ground surrounding the reservoir are subject to the Reservoirs Act 1975. As such, the
owner or undertaker (the organization who uses the water) has to employ a Supervising
Engineer ‘at all times’ to supervise the reservoir and watch for signs of change which might be
indicative of a failure mode, and also an Inspecting Engineer to carry out a ‘periodic inspection’.
The Inspecting Engineer carries out a statutory inspection at least once every 10 years or when
the Supervising Engineer so recommends.
Under the provisions of the Reservoir Act, 1975 the Inspecting Engineer writes a report ‘as soon
as practicable’ after the inspection and includes in it “any recommendation he sees fit to make
as to the time of the next inspection, or as to measures that should be taken in the interests of
safety”.
It is these recommendations in the interests of safety that are legally enforceable and thus they
have to be done, in fact, unless the owner takes the matter to a referee, the undertakers ‘shall
as soon as practicable carry the recommendation into effect’.
2
Recommendations in the Interest of Safety
In the preamble to the Act there is no clearly stated definition of safety. Safety is discussed in
relation to its effect on the public, ‘persons and property’ and this on the consequence of failure
and thus it is normal practice for Inspecting Engineers only to make recommendations in the
198
interests of safety if they are necessary to prevent an escape of water which poses a threat to
persons and property.
The Inspecting Engineer may state a date by which measures in the interests of safety should
be completed but this is not a specific requirement of the Act. Since the Water Act 2003, where
the Environment Agency became the Enforcement Authority in England and Wales it is being
suggested that for a Category A dam, - a dam where a breach could endanger lives in a
community (> than 10 persons) that recommendations should be complete within 3 years; for a
Category B dam – a dam where a breach could endanger lives not in a community, within 4
years and for Category C and D dams where no loss of life is foreseen – within 5 years.
Where an owner/undertaker feels aggrieved by any recommendation they may refer their
complaint to a referee appointed under Section 19 of the Act. Following investigation of the
complaint the referee has the power to make modifications to the recommendations in the report
and such recommendations supersede the recommendations contained in the original report.
Recommendations made in the interests of safety by an Inspecting Engineer should be written
with care to allow the owner/undertaker and the qualified Civil Engineer action under Section
10(6) who put the recommendations into effect some flexibility in the means of implementing the
recommendations. These recommendations should avoid being prescriptive and they should
be written in a form that allows certification as being complete.
3
The Reservoirs Act 1975, Recommendations and Money
Whereas the Act has many clauses which puts time periods on activities and is not very
prescriptive, and indeed some phrases require and, are being interpreted in ways that owners
have to carry out recommendations in the interests of safety, which will affect owners.
However, the Act does not make any reference to money and the ability of an owner to pay to
meet his obligations, with regard to safety.
Obviously with the requirements to employ a Supervising Engineer, an Inspecting Engineer, the
need to develop ‘Flood Plans’ under the Water Act 2003, and then a need to carry out
recommendations in the ‘interests of safety’ quite severe financial demands can be made on an
owner/undertaker particularly when that owner is a private individual, a small business, a
charitable organisation or a trust.
In the UK, competitive tendering and poor procurement policies adopted by some companies,
especially large ones, who impose charging rates on engineers associated with reservoir safety,
in fact the charges made by Inspecting Engineer, Qualified Civil Engineer and Supervising
Engineer are very low when compared with the charges made by other professionals such as
lawyers, solicitors, doctors, accountants etc. Unfortunately our clients seem to be happy to pay
other professionals a reasonable rate for their services but not reservoir safety engineers!
4
Case Histories
The National Trust as a registered charity founded in 1895 exists to look after places of historic
interest or natural beauty permanently for the benefit of the nation across England, Wales and
Northern Ireland.
199
As an organisation it is independant of Government and receives no direct state grant or
subsidy for its general work.
In the 1990’s the National Trust purchased an estate in Gloucestershire known as Woodchester
Park. This is described as a beautiful secluded Cotswold valley. The valley of Woodchester
Park contains a ’lost’ garden - the remains of an 18th and 19th century landscape park with a
chain of five lakes, fringed by woodland pasture. The valley is designated an ’Area of
Outstanding Natural Beauty, a Site of Special Scientific Interest and a Cotswold Hills
Environmentally Sensitive Area’ – all of these designations mean that third parties have a say in
what is done in the valley including reservoir safety issues.
Before the estate was purchased the Trust asked an engineer, a Supervising Engineer, whether
the dams which impounded the 5 lakes were in a satisfactory condition without the need for any
large expenditure. The estate was purchased on the recommendation of this engineer who said
no large expenditure was necessary but unfortunately when the statutory inspections under
Section 10 of the Reservoirs Act, 1975 were undertaken the Inspecting Engineer made a
number of recommendations in the interests of safety at each dam, primarily associated with
inadequate spillway capacity.
To compound the problems faced by the National Trust the estate was ’restricted’ by a number
of covenants which meant that funds to carry out repairs to the estate were limited to those
raised by the estate, and then the recommendations made in the interests of safety were very
prescriptive – the Trust being faced with the construction of very expensive reinforced concrete
structures at most of the dams.
Faced with the problems of limited finance and a limited time period in which to carry out the
work when the discussions with the Inspecting Engineer failed to achieve a satisfactory
outcome the ’Trust’ felt they had no alternative but to seek resolution of the problems by
appointment of a referee under Section 19 of the Act. The author acted as referee in the
dispute and found that he agreed in general with the recommendations of the Inspecting
Engineer and the conclusions that the existing spillway capacity of each were significantly under
capacity.
However, the referee did modify the reports so that the recommendations were less prescriptive
in their wording, thus allowing the owner in consultation with his engineer to devise the most
“appropriate“ solution to the problem being faced – both in terms of the site and the engineered
solution.
The referee was subsequently engaged to engineer the solutions for the Trust.
In working for the ’Trust’ or any organisation which seeks to ’look after’ places of historic or
natural beauty it must be recognised that they seek, quite rightly to try to ’restore’ the properties
and estates to their former glory and to often return them to how they looked on the day that
they were built.
Thus the imposition of modern standards whether they be standards associated with floods or
seismic action are always going to be difficult to achieve with the objectives set by the
organisation! Indeed it is often impossible and a sensible compromise often has to be found – a
process which the author calls the adoption of ’appropriate engineering’.
200
Appropriate in these terms can mean:– those that do not affect the outward appearance of the structure
– those that have the least visual impact
– those that don’t touch the structure at all!
– those that can use a volunteer labour force, perhaps unskilled labour force, to undertake
some or all of the works
– those that involve no digging which might affect the surrounding archaelogy!
– those that can be engineered in the ’closed’ season so as not to inconvenience the public – in
the worst weather of any construction year
– those that can be done at least cost
It can thus be seen that the engineer is trying to sort a number of conflicting demands and the
engineer must be able to explore the many options with the client and be able to communicate
well with the client to explain the solution, its visual appearance and the impact both on the
estate or property and also financially on the ’Trust’.
The client at this stage will often include regional and area building surveyors, project
managers, estate managers, property managers, environmentalists, ecologists, archaelogists
and safety managers to mention just a few. These individuals will often have different and
conflisting demands that the engineer has to try to reconcile.
The five dams in the Woodchester Valley all needed work to improve their ability to safely pass
the design flood flows.
Figure 1: Aerial view of valley
201
Downstream of the dams is a fairly substantial residential area making them Category A dams
as defined by the publication ’Floods and Reservoir Safety: An Engineering Guide’ published by
the Institution of Civil Engineers in 1996. This categorisation applies to a dam where a breach
could endanger lives in a community ie > than 10 persons, in which case the design flood is the
Probable Maximum Flood (PMF).
The highest dam in the cascade at the Woodchester had in fact been breached many years
before. As one went down the cascade and the individual catchment areas increased the
apparent deficiency in spillway capacity increased.
Dam
Existing Spillway Capacity (cumecs)
Required Spillway Capacity
(cumecs)
Brick Kiln Pond
Breached
22.1
(0.5)
Kennel Pond
1.3
23.6
Middle Pond
1.2
31.6
Old Pond
3.4
46.1
Park Mill Pond
5.5
49.3
In working through the design process it became clear that whilst there were a list of solutions to
the problems, ranging from discontinuance (breaching of the dams) to expensive and obtrusive
new reinforced concrete spillways, the most appropriate solution for the middle three dams
would be to repair the existing spillways where they could be repaired, to supplement the
capacity of spillway with a reinforced grass spillway at a slightly higher invert level at one end of
each dam, and to provide more freeboard.
Dam
Length (m)
Height (m)
Surface Area (m²)
Capacity (m³)
Brick Kiln Pond
65
8
10500
20000
Kennel Pond
55
6
9700
18000
Middle Pond
110
11
39000
135000
Old Pond
70
6
21000
50000
Park Mill Pond
90
16
31000
125000
202
However, to provide additional freeboard, it was necessary to raise the dams and with a narrow
crest, the need for access for forestry and farming activities it was not possible to carry out a
raising by just extending the upstream and downstream slopes and could only be achieved by
the construction of a reinforced earthfill, reinforced grass embankment on the upstream side of
the crest.
This work was carried out at the dams in one season.
Each of the dams were heavily overgrown when the work started so as the works were
uncovered a number of interesting features emerged, in the form of walls and culverts which
necessitated ’modification’ of the design to accommodate the findings. Consultation with the
archaelogists was thus necessary at short notice.
The works on the lowest dam in the cascade, which is also the highest dam and the one which
has to pass the largest flood, involves a new reinforced concrete spillway over the crest and a
stilling basin at the base to destroy the energy. The design was developed last year and is now
on site being constructed. The design sought to ’hide’ the spillway channel in the downstream
face by minimising the height of the side walls and mounding soil against the wall to make them
visible. Shortly after the design was finalised the archaelogist decided that the eel trap and
other stonework at the base of the original spillway should be protected and so the design was
modified to pipe the flows from the stilling basin to the stream.
Care also had to be exercised when carrying excavation on the dam because there were
worries, without supporting evidence(!) that there may be a low level outlet pipe – probably with
downstream control and also culverts associated with a mill building which it was thought to
exist on the toe of the dam. Again the design had to be modified on site as the design
progressed.
Other problems we had to face during the development of the project included the need to apply
for planning permission via the local authority. This process then involved the Environment
Agency, as a statutory consultee, and it was the flood management department of that
organisation which caused significant problems and cost by objecting to the planning
permission because the new spillway would cause increase depth of flood flows downstream of
the dam. After extended discussions, and extensive calculations, common sense prevailed, but
only after the author threatened to demolish the dam and remove any benefit caused by
attenuation of the flood by the reservoir!
5
Conclusion
As the work in the Woodchester valley comes to an end it is clear that the process has not been
easy. The work has tried to minimise the cost for the client who has very limited funds, it has
tried to accommodate all of the often conflicting demands of the many ’interested parties’, has
met the needs of the planners and its consultees, and lastly the requirements of the Reservoirs
Act 1975 and associated engineering standards. The engineering is the easy part!
203
Literature
[1]
The Reservoirs Act 1975 – HMSO – 1975
[2]
Floods and Reservoirs Safety: An Engineering Guide – ICE – 1996
Andy Hughes, BSc PhD DMS Ceng FICE FCIWEM
Director, Dams & Water Resources – Professor in Dam Engineering
ICOLD Vice President
Atkins Limited
Woodcote Grove
Ashley Road
Epsom, Surrey
KT18 5BW
United Kingdom
Andy.hughes@atkinsglobal.com
204
Instandsetzung der Talsperre Klingenberg –
Stand der Projektrealisierung – Phase 1
Refurbishment of Klingenberg Dam Status of Project Realisation – Phase 1
Michael Humbsch, Uwe Müller
Abstract
The refurbishment of the Klingenberg Dam will be executed after emptying the reservoir at the
end of 2008. As a preliminary measure of refurbishment it is necessary to install an alternative
system to supply more than 350 000 inhabitants in Dresden and connected areas with raw
water. To insure this, a gallery has been constructed by a tunnelling machine for hard rock. The
gallery will be used to transport the raw water from the newly built upper pre-dam around the
empty reservoir to the waterworks. Later the gallery will be part of the spillway system. An
inspection gallery has been constructed by controlled blasting inside the masonry dam in order
to minimize the time period of refurbishment activities.
Zusammenfassung
In diesem Beitrag wird die Instandsetzung des Absperrbauwerkes der Talsperre Klingenberg,
deren Beginn 2008 mit der vollständigen Entleerung der Hauptsperre geplant ist, vorgestellt. In
Vorbereitung dazu wurde bereits eine Ersatzwasserversorgung errichtet, mit der Rohwasser
über einen später zur Hochwasserentlastung dienenden Stollen aus einer neu errichteten
Vorsperre um die entleerte Hauptsperre geleitet wird. Ebenfalls vorgezogen wurde die
Auffahrung eines Kontrollganges in der Staumauer.
1
Einleitung
Der überwiegende Teil der Instandsetzungsarbeiten an der seit über 90 Jahren in Betrieb
befindlichen Talsperre (TS) Klingenberg soll nach deren völliger Entleerung durchgeführt
werden [1], [2]. In einer ersten Phase wurde dazu im Jahr 2005 mit dem Aufbau einer Ersatzwasserversorgung begonnen. Diese soll bei leerer Hauptsperre etwa 60 % des Wasserbedarfes
der Landeshauptstadt Dresden und nahezu 100 % des Versorgungsgebietes Freital absichern.
Zentrale Elemente der Ersatzwasserversorgung sind der Hochwasserentlastungsstollen (HWEStollen), die Vorsperre (VS) und die Rohwasserüberleitung (RWÜL) aus dem Versorgungssystem TS Rauschenbach/TS Lichtenberg/Oberer Großhartmannsdorfer Teich.
Mit Beginn der Entleerung der Hauptsperre Ende 2008 werden dann etwa 80 % des benötigten
Rohwassers aus der neuen Vorsperre entnommen und über den HWE-Stollen an der entleerten
Hauptsperre vorbei zum Wasserwerk Coschütz geleitet. Eine in der Sohle des HWE-Stollens
verlegte Rohrleitung verbindet die Rohwasserüberleitung mit dem unmittelbar an der Talsperre
gelegenen Wasserwerk Klingenberg.
Nach Abschluss der Instandsetzungsarbeiten an der Hauptsperre im Jahr 2011 übernimmt der
HWE-Stollen, über den bis 30 m³/s abgeleitet werden können, zusammen mit der neuen
205
Vorsperre eine wichtige Funktion zur Gütesteuerung und Hochwasserentlastung der TS
Klingenberg.
Zur Bauzeitverkürzung für die Instandsetzung der Hauptsperre und zur Entflechtung der
Bauaktivitäten ist die Auffahrung des Kontrollganges in der Staumauer vorgezogen und 2006
bis 2007 ausgeführt worden.
2
Projektstand Gesamtvorhaben – Überblick und Realisierung
Das aus drei Teilvorhaben und mehreren Baubereichen bestehende Projekt soll im Zeitraum
von 2005 bis 2011 realisiert werden. Der Grad der Projektrealisierung mit Stand Frühjahr 2007
stellt sich wie folgt dar:
Teilvorhaben 1
– Bau eines 3,3 km langen Hochwasserentlastungsstollens (100 %)
– Ein- und Auslaufbauwerk, Stahlwasserbau, Zufahrtsstraße (alle Baubeginn 2007)
– Anbindung an das Überleitungssystem der TS Rauschenbach (90 %)
Teilvorhaben 2
– Ersatzneubau der Vorsperre (95 %)
– Neubau Zuflusspegel (100 %)
– Neubau Wildholzsperre (100 %)
Teilvorhaben 3
– Instandsetzung der Hauptsperre (Baubeginn 2008)
– Umbau des Grundablassstollens (Baubeginn 2008)
– Neubau eines Kontrollganges (100 %)
3
Planung und Vergabe der Bauarbeiten
Die maßgeblichen Ingenieurleistungen für jedes der drei Teilvorhaben sind 2003 nach
Durchführung eines EU-weiten Verhandlungsverfahrens (VOF) vergeben worden.
Neben einer Vielzahl kleinerer und mittlerer Bauaufträge wurden und werden nach
gegenwärtigem Stand 15 größere Bauleistungen ausgeschrieben. Die Hauptbauleistungen, die
etwa 80 % der gesamten Baukosten von ca. 52 Mio. € ausmachen, werden europaweit
ausgeschrieben.
4
Ausführung der Bauarbeiten
4.1
Hochwasserentlastungsstollen (Bild 1)
Der HWE-Stollen ist in einem nichtoffenen Verfahren EU-weit ausgeschrieben und 2005 an die
Firma STRABAG AG, Tunnelbau Direktion IT, vergeben worden. Schwerpunkte der
Bauleistungen waren:
– Übertagearbeiten zur Herstellung der Geländeeinschnitte
206
– Untertagearbeiten zur Auffahrung des Hohlraumes von 3.286 m Länge, bei einem
Durchmesser von 3,9 m, durch maschinellen Vortrieb mit einer Tunnelbohrmaschine (TBM)
für Hartgestein,
– Betonarbeiten zum Einbau einer bewehrten Betoninnenschale
– Verlegung einer Rohrleitung auf der Sohle der Innenschale mit anschließender
Betonummantelung.
Bild 1:
Hochwasserentlastungsstollen, Regelquerschnitt
Vortriebs- und Sicherungsarbeiten
Die Bauarbeiten begannen im Herbst 2005 mit der bergmännischen Herstellung (NÖTBauweise) eines rund 23 m tiefen Geländeeinschnittes, welcher den Anschlag für die
Vortriebsarbeiten mit der TBM darstellte. In der Zeit vom 05.12.2005 bis zum 06.07.2006
wurden im Zuge der Vortriebsarbeiten rund 40.000 m³ Fels heraus gebrochen. Der Hohlraum
wurde steigend mit 0,8% von der Hauptsperre in Richtung Vorsperre im Gneis mit bis zu 95 m
Überdeckung vorgetrieben. Die durchschnittliche Tagesleistung der TBM im Regelvortrieb
betrug 24 m, als Spitzenleistung sind 51 m pro Tag erreicht worden.
Die Auffahrung erfolgte zu 92,3% im kompakten bis zerklüfteten Gneis. Dieser bildete
zusammen mit den angetroffenen Störungen (5,7%), Ganggesteinen (1,1%) und
Lockergesteinen (0,9%) vier Homogenitätsbereiche. Die angetroffenen geologischen
Verhältnisse wiesen eine hohe Übereinstimmung mit den erkundeten Verhältnissen auf.
Das Ausbruchsmaterial wurde mittels gleisgebundener Schutterwagen zu einem Lagerplatz
transportiert, dort gebrochen und zur Weiterverwendung abgefahren bzw. für die teilweise
Wiederverwendung gelagert.
Der Stützmitteleinbau erfolgte generell in einem Arbeitsbereich etwa 20 m hinter dem Bohrkopf
oder entsprechend der angetroffenen geologischen Verhältnissen teilweise auch unmittelbar
hinter dem Bohrkopf. An Sicherungsmitteln wurden insgesamt 3.344 Reibrohranker (1,5 m
lang), 1.090 m² Stahlmatten und 1.471 m² Spritzbeton (3 - 10 cm) eingebaut.
Außergewöhnliche Unterbrechungen von etwa 3 Wochen waren durch einen Niederbruch im
Bereich Firste/Kämpfer kurz nach Beginn der Vortriebsarbeiten und durch das Anfahren eines
Altbergbau-Gesenkes zum Ende der Vortriebsarbeiten zu verzeichnen.
207
Nach 6-monatigem Vortrieb ist die TBM mit einer Abweichung von 5 cm zielgenau aus einer
vorbereiteten Anschlagwand herausgefahren und demontiert worden.
Betoneinbau Stolleninnenschale (Bild 1)
Mit Abschluss der Demontage der TBM und der Vorbereitungsarbeiten für die Betonarbeiten
begann Ende August 2006 der Einbau der Stolleninnenschale in fallender Richtung vom
Einlauf- zum Auslaufbauwerk. Der Einbau der Innenschale wird etappenweise in zyklischen
Arbeitsschritten und in jeweils 24 m langen Abschnitten realisiert.
Nach Profilaufnahme und Reinigung des aufgefahrenen Tunnelquerschnittes werden dabei
vorauseilend in einem 30 m langen Abschnitt die Versorgungsleitungen und Gleisanlagen
zurück gebaut. Danach werden Trennfolie, Bewehrung und Fugenbänder verlegt. Anschließend
wird betoniert. Als Schalungssystem wird eine Full-Round-Schalung eingesetzt. Das fahrbare
und
einklappbare
Schalungssystem
besteht
aus
zwei
zwölf
Meter
langen
Vollquerschnittschalungen, die über Bolzen gekoppelt und in 6 m – Stöße für die Herstellung
von Kurvenradien geteilt werden können. Insgesamt werden 14.500 m³ Frischbeton mittels
Tunnellok und gleisgebundenen Trommelmischern zur Einbaustelle gefahren und mit einer
Betonpumpe in den positionierten Schalwagen gepumpt. Die Verdichtung erfolgt mit insgesamt
78 einzeln aktivierbaren, mit Druckluft betriebenen Außenrüttlern.
Bereits nach 3 Stunden wird die Stirnschalung demontiert und nach 12 Stunden der gesamte
Schalwagen zum nächsten vorbereiteten Betonierabschnitt versetzt. Für die Nachbehandlung
werden die Betonierabschnitte abgeschottet und mit Sprühnebel benetzt.
Die Betoniergeschwindigkeit für einen 24 m Abschnitt beträgt 28 - 32 Stunden.
208
Bild 2:
Einbau Rohrleitung und Sohlbeton in fertig gestellter Betoninnenschale
Einbau Rohrleitung DN 500 und Sohlbeton (Bild 2)
Mit einem zeitlichen Nachlauf von 6 Monaten zum Betoniervorgang der Stolleninnenschale
begann Anfang Februar 2007 der Einbau der Rohrleitung DN 500 GGG. Die Verlegung der
Rohre erfolgt auf vormontierten Rohrschellen (Auftriebssicherung) durch einen im freien
Querschnitt der Betoninnenschale selbst fahrenden Rohrverlegekran. Nachfolgend werden die
Bewehrung verlegt und nach erfolgter Druckprüfung der Rohrleitungsabschnitt einbetoniert.
Bewehrungsmatten und Sohlbeton werden auf dem fertig gestellten Sohlbeton mit einem
Transportwagen zur Einbaustelle transportiert.
Mit einer Leistung von ca. 180 m einbetonierter Rohrleitung pro Woche ist die Fertigstellung der
Arbeiten im Juli 2007 mit etwa 2 Wochen Nachlauf zur Fertigstellung der Stolleninnenschale
vorgesehen.
Im Juli 2007 wird mit den Arbeiten zum Ein- und Auslaufbauwerk einschließlich Stahlwasserbau
begonnen.
209
3.2
Neubau Kontrollgang
Untertagearbeiten
In der Staumauer sind ab 2006 durch die Fa. Alfred Kunz Untertagebau GmbH in 5 m Abstand
zur Wasserseite ein 210 m langer Kontrollgang und 4 Zugänge mit einer Gesamtlänge von 40
m aufgefahren worden. Der Ausbruch des 2,0 m breiten und 2,9 m hohen Profils (Bild 3)
erfolgte im Sprengvortrieb mit Abschlagslängen von einem Meter. Die Sprengarbeiten sind
unter Staubedingungen bei vollem Talsperrenbetrieb durchgeführt und die Erschütterungen mit
insgesamt acht Geophonen überwacht worden. Vom Unternehmer ist ein Sprengkonzept mit
einem Sprengleitbild erarbeitet und sowie ein unabhängiger Sprengsachverständiger für die
Begleitung der Sprengarbeiten gebunden worden.
Auf die Erfahrungen anderer Sprengvortriebe in Staumauern gestützt, sind im
ausgeschriebenen Qualitätssicherungsplan die Randbedingungen für die Sprengarbeiten
festgelegt gewesen. Wesentlich waren dabei die Einhaltung einer maximal zulässigen
Schwinggeschwindigkeit von 200 mm/s in einem Abstand von 1 m und 100 mm/s in einem
Abstand von 2 m zur Ortsbrust.
Der gute Zustand des Mauerverbundes erforderte nach der Durchführung von 3
Probesprengungen neben der Anpassung des Sprengleitbildes die Erhöhung der
Sprengstoffmenge pro Zündzeitstufe. Im Ergebnis der Optimierung ist ein Sprengleitbild mit 55
Bohrlöchern, 20 Zündzeitstufen und Großbohrlocheinbruch mit Paralleleinbruch ausgewählt
worden. Sprengungen in unmittelbarer Nähe zur Wasserseite sind mit asymmetrischem
Einbruch zur Luftseite hin ausgeführt worden.
Bauwerksüberwachung
Vor Beginn der Sprengarbeiten sind zwei Pendellotbohrungen DN 220 abgeteuft und mit PVC-U
DN 150 druckwasserdicht verrohrt worden. Die notwendigen Messnischen sind im Zuge der
Ausbrucharbeiten hergestellt worden. Nach Beendigung der Ausbauarbeiten im Kontrollgang
werden die automatischen Lotmesseinrichtungen eingebaut.
Nach Herstellung der Kontrollgangsohle und der Treppeaufgänge werden die Kernbohrungen
DN 100 für 12 Sohlwasserdruckmessstellen (Bild 3) abgeteuft, mit Edelstahl DN 65 verrohrt und
den entsprechenden Meßeinrichtungen ausgestattet.
210
Bild 3:
5
Mauerquerschnitt mit Kontrollgang, Zugangsstollen und Sohlwasserdruckmessstellen
Ausblick
Der Abschluss der Bauarbeiten zum Aufbau der Ersatzwasserversorgung ist im dritten Quartal
2008 vorgesehen. Nach erfolgreicher Durchführung einer dreimonatigen Testphase mit
Probestau und Probebetrieb von Vorsperre, HWE-Stollen und Überleitungssystem ist die
Entleerung der Hauptsperre Ende 2008 geplant. Der Abschluss der gesamten
Instandsetzungsarbeiten ist für Ende 2011 vorgesehen.
Literatur
[1]
HUMBSCH, M. (2005): Komplexe Instandsetzung der Talsperre Klingenberg. In:
Wasserbaukolloquium 2005 in „Stauanlagen am Beginn des 21. Jahrhunderts“. Dresden:
TU Dresden - Fakultät Bauingenieurwesen - Institut für Wasserbau und Technische
Hydromechanik (Dresdner Wasserbauliche Mitteilungen (2005) Heft 29), pp. 225-234.
[2]
Thorwarth, J. et al. (2007): Instandsetzung der Talsperre Klingenberg, Optimierung und
Kosteneinsparungen durch Modellversuche. In: Manuskript für das Deutsche
Talsperrensymposium 2007
211
Dipl. –Ing. Michael Humbsch
Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen,
Referat Wasserbau
Postfach 100234
01796 Pirma
Tel.: ++49 – 3501 – 796 - 449
Fax: ++49 – 3501 – 796 - 106
michael.humbsch@ltv.smul.sachsen.de
Dr. –Ing. Uwe Müller
Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen,
Referat Wasserbau
Postfach 100234
01796 Pirma
Tel.: ++49 – 3501 – 796 - 471
Fax: ++49 – 3501 – 796 - 105
Uwe.Mueller@ltv.smul.sachsen.de
212
Experiences from Seepage Monitoring using Distributed
Temperature Sensing in Optical Fibres
Erfahrungen aus der Sickerwasserüberwachung durch den Einsatz des
faseroptischen Temperaturmessystems DTS
Sam Johansson, Pontus Sjödahl
Abstract
Seepage measurements based on temperature measurements have been used in about 40
Swedish dams since 1987. As a result of extensive research, funded by the power industry in
Sweden (Elforsk AB), the method is now well established. The use increased when Distributed
Temperature Sensing using optical fibres was introduced in Sweden in 1998 by HydroResearch
and Sensornet. This monitoring technology allows seepage information along the entire dam,
with a sensitivity better than 0.01 l/s and metre.
Zusammenfassung
Sickerwassermessungen, welche auf Temperaturmessungen basieren, werden seit 1987 in
etwa 40 schwedischen Dämmen genutzt. Aufgrund umfangreicher Untersuchungen, welche von
der Schwedischen Energiewirtschaft (Elforsk AB) gefördert wurden, hat sich diese Methode gut
etabliert. Ihr Gebrauch intensivierte sich 1998, nachdem faseroptische Temperaturmessysteme
(DTS) durch HydroResearch und Sensornet installiert wurden. Diese Überwachungstechnologie
liefert Sickerwasserdaten entlang des gesamten Dammes, deren Sensitivität bei über 0,01 l/s
und Meter liegt.
1
Seepage monitoring using temperature
The seepage monitoring method uses the natural seasonal temperature variation that occurs in
all surface water (such as lakes, reservoirs and rivers). The seepage flow causes a seasonal
temperature variation inside the dam. This seasonal temperature variation can be measured in
the dam and used to evaluate the seepage flow. The method described below is based on the
research about thermal processes for temperature evaluation in dams which was presented by
Johansson [1] as a result of several research projects founded by the Swedish Power
Association/ Elforsk between 1988 and 1996.
Temperature measurements has proved to be sensitive and can detect small seepage flow
changes. The fundamentals for the method are:
– Seasonal temperature variation in the water creates seasonal temperature variation inside the
dam.
– Larger seasonal temperature variations and shorter time lag between the temperature in the
water and inside the dam indicate higher seepage.
213
– Increasing seepage causes increased annual temperature variation, and shorter time lag
between the temperature in the water and inside the dam.
Generally, a constant temperature will indicate a small seepage, while large seasonal variations
may indicate significant seepage. At increasing seepage flows, the temperature in the dam will
be changed, and the seasonal variation will increase. This variation is dependent on seepage
flow, the seasonal variation at the inflow boundary, and the distance from the boundary to the
measuring point. Evaluation can be made by FEM simulations of the temperature field, or by
using DamTemp, a software developed by HydroResearch based on the theory presented in
[1].
2
Distributed Temperature Sensing in Optical Fibres
Distributed sensing takes advantage of the fact that the reflection characteristics of laser light,
travelling down an optical fibre, vary with temperature and strain. The sensor consists of a
length of standard telecoms optical fibre, normally housed in a protective cable. The measuring
instrument uses a laser to emit pulses of light into the sensing fibre. A detector measures the
reflections from the fibre as the pulse of light travels down its length. Measuring the change in
power and colour of these reflections against time allows the instrument to calculate
temperature and/or strain at all positions along the fibre. The key feature is that the fibre itself is
the sensor and it can be used to measure along its entire length. The fundamentals of the
method is described by Dakin et al. [2], and Parker et al. [3].
Figure 1: Sensornet Sentinel DTS.
Sensornet is one of the leading manufactures and offers a range of measurement instruments,
including the Sentinel DTS that can measure temperature to a resolution of 0.01 qC over a
distance of 10 km with a spatial resolution of just 1 m (Figure 1). This means that for a 10 km
length of cable you have the equivalent of 10 000 point sensors. The system has been found
reliable and all measurements presented here are made with Sensornet systems. The company
214
also provides the DTSS (Distributed Temperature and Strain Sensor), a instrument capable of
measuring strain to a resolution of 10 ȝı, independently of temperature, over a distance of 10
km again with a spatial resolution of 1 m. Measurements in four embankment dams in Sweden
are carried out within a research project. Experiences and results from these measurements
can be found in [3].
3
Fibre optic Installations
Installations in Sweden
To date, optical fibres for monitoring of seepage and/or movements have been installed in about
40 dams, dykes and tailing dams at 30 different dam sites in Sweden. Different installation
techniques have been developed depending on the dam and its required monitoring as shown
below. This new technology is being recognized an effective way to detect seepage flow
changes with high sensitivity all along the entire dam, and is therefore almost a standard in
Sweden at repair and upgrading works. Three different ways of installations are briefly
summarized below.
Downstream toe
Installation of fibres in the dam toe is the most common application in Sweden, especially when
new toe berms are constructed. Normally a new drainage system is also constructed, and an
optical fibre cable is then placed upstream the drainage pipe. The temperature of the water that
passes towards the drainage pipes will then be measured. This type of installation will be used
as complement to existing monitoring weirs, in which the drainage water is measured. After a
first base line temperature measurement, following measurements will be performed depending
on the need of the actual dam.
For Hylte dam and dyke, a permanent system was installed in 2006 for continuous temperature
monitoring. The cable was placed in a trench downstream the dam, especially made for these
measurements. Initial result from the some of the first repeated measurement is presented in
[4].
New dams
The first two installation of fibre optic cables were made at repair works of the embankment dam
at Lövön in 1998 and the tailings dam at Aitik (2000), as described in [4] and [5]. When
constructing new dams the cable can be placed at an optimal location, further improving the
sensitivity of the method. During 2007 such installations will be made in two new Swedish dams.
Standpipes
Optical fibre can also be installed in standpipes to measure the temperature profile with depth.
This allows an effective way of measuring the seepage flow at different levels. By combining
data from a line of standpipes along the dam a good coverage of the seepage flow can be
achieved over the entire dam.
215
4
Measurements and evaluations
Bergeforsen
The Bergeforsen power plant in the river Indalsälven was built in the early 1950’s. However, no
seepage measurements have been possible because of a high downstream water level. A
complementary installation was made in 2005, where 17 new standpipes were drilled from the
downstream berm down to the bedrock in order to measure the temperature in the seepage
water. Optical fibres were installed in the new standpipes, in five old standpipes, and also in the
upstream water. A DTS unit was installed in September 2005, when continuous measurements
also started.
Initial measurements indicate excellent results which are necessary to detect the small expected
At small seasonal temperature variations (in this case less than 1ºC) a high temperature
monitoring accuracy is required. Measurements are performed both going down and up in each
standpipe. The total measured length is about 4.5 km. Measurements are performed four times
a day.
The temperature in the dam is homogeneous and no significant temperature anomaly has been
detected. The temperature seems to be slightly higher at the first standpipes close to the
spillway (Figure 2). A general increasing temperature with depth is seen for all standpipes, as
well as an higher mean temperature close to the spillway. The annual varies between 0.3 ºC
and 0.6 ºC over the main part of the dam, except from the left abutment (about chainage 150 m)
where the variation is about 0.9 ºC due smaller depth to the ground water level. The
temperature measurements indicate normal homogenous conditions and low seepage flow. The
total flow over the monitoring area is estimated to about 1 l/s.
Seitevare
The Seitevare dam is located on the Lilla Luleälven River in the northern part of Sweden. The
dam is 106 m high and 1450 m long. An optical fibre cable was installed along 1300 m of the
dam toe just upstream of the drainage system. Measurements have been performed on six
occasions since September 2005, for periods as short as a few hours up to two months.
Seepage evaluations (one example is shown in Figure 3) have been made after each
measurement, indicating a seepage flow rate varying between 10-5 and 10-4 m3/(m,s) along the
dam, using the theory behind the DamTemp software. The total evaluated seepage flow varies
between 50 and 80l/s, depending on the number of measurements included in the calculations.
These results are promising, and in accordance with the flow registered by the conventional
seepage flow measurements, which varies between 10 and 100 l/s depending on the water
level in the reservoir. However, further comparisons will be made when a new conventional
seepage monitoring system will be taken into operation.
216
Figure 2: Mean temperature and annual temperature difference at Bergeforsen dam, from
September 2005 to September 2006 (downstream view).
Figure 3: Evaluated seepage flow along the dam toe at Seitevare dam based on all
measurements. The total flow is
217
5
Conclusions
The experience gained from the installations in Sweden show the potential of this monitoring
technology, and installation of optical fibre is now almost a standard at repair and upgrading of
embankment dams. The seepage monitoring capability is similar to conventional methods, but
has a much higher spatial resolution. Small seepage flow changes, as a result of internal
erosion, can be detected and located at a early stage.
Literature
[1]
Johansson, S.: Seepage Monitoring in an Earth Embankment Dams, Doctoral Thesis,
TRITA-AMI PHD 1014, ISBN 91-7170-792-1, Royal Institute of Technology, Stockholm,
1997
[2]
Dakin, J.P., Pratt, D.J., Bibby, G.W., and Ross, J.N.: “Distributed optical fibre Raman
temperature sensor using a semiconductor light source and detector”, Electron. Lett., vol.
21, no. 13, pp. 569-570, June 1985
[3]
Parker, T. R.: Farhadiroushan, M., Handerek, V. A., and Rogers, A. J.: “A fully distributed
simultaneous strain and temperature sensor using spontaneous Brillouin Backscatter”,
IEEE Photon. Tech. Lett. Vol. 9, No. 7, pp. 979, 1997
[4]
Johansson, S. and Watley, D.: Distributed sensing of seepage and movements using
optical fibres - some results from innovative installations in embankment dams in Sweden.
Q. 84 R.69 ICOLD 20th Congress, Barcelona, 2006.
[5]
Salmon, G. M., and Johansson, S.: Research on Geophysical Methods of Detecting
Seepage and Piping in Embankment Dams with Case Studies of Geophysical
Measurements at Two Swedish Tailings Dams. Challenges in Tailings dams on June 15,
Montreal 2003, ICOLD.
[6]
Johansson, S. and Sjödahl, P.: Downstream Seepage Detection using Temperature
Measurements and Visual Inspection – Monitoring Experiences from Røsvatn Field Test
Dam and Large Embankment Dams in Sweden, Procs. Stability and Breaching of
Embankment Dams, EBL, Oslo, 20p, 2004
Sam Johansson, Ph.D.
HydroResearch Sam Johansson AB
Box 1608
S-183 16 TÄBY
sam.johansson@hydroresearch.se
Pontus Sjödahl, Ph.D.
HydroResearch Sam Johansson AB
Box 1608
S-183 16 TÄBY
pontus.sjodahl@hydroresearch.se
218
Talsperre Rosshaupten – ein Energiespeicher unter
veränderten Nutzungsinteressen
The Rosshaupten Dam – an Energy Storage Reservoir changed by the
actual Interests of Flood Protection, the Environment, Recreation and
Tourism
Bernhard Kalusa
Abstract
The Rosshaupten Dam on the River Lech was constructed from 1950 – 1954. Its reservoir, the
Forggensee, is the largest artificial lake, and also the fifth biggest lake in Bavaria.
In the 1950`s the plant was erected predominantly to ensure the storage of the varying inflows
and secondly to equalize the outflow, improving the production of hydro power in the chain of
the 22 other plants of E.ON Wasserkraft GmbH situated along the river. Due to the increasing
growth of the Tourism industry coupled with the locals Recreation, the importance of the
Forggensee for the region can not be underestimated.
Later floods, especially the great flood in May 1999, were the reason for the improvement of the
flood protection system of the Forggensee and the river Lech. In the year 2000 the owner and
the authorities responsible for the water management introduced the first protecting measures.
The key factor for this process, was the modification of systems controlling the overflow spillway
of the dam.
Zusammenfassung
Die Talsperre Rosshaupten der E.ON Wasserkraft GmbH, Landshut; mit ihrem Speicher
Forggensee ist der größte Stausee Bayerns. Anfang der 50er Jahre des letzten Jahrhunderts
war der Fokus der Planung auf den Ausgleich der stark schwankenden Wasserführung des
Lechs, eines voralpinen Nebenflusses der Donau, gerichtet. Nach dem Pfingst-Hochwasser
1999 wurde intensiv von der bayerischen Wasserwirtschaftsverwaltung und dem Betreiber die
Verbesserung des Hochwasserschutzes für die Anlieger und die Unterlieger an Lech und
Donau angegangen. Dabei konnten auch weitgehend die Vorstellungen der Seeanrainer, der
Schifffahrt und sonstiger Seenutzer umgesetzt werden. Beim Jahrhundert-Hochwasser im
August 2005 bestätigte sich das verbesserte Konzept für den Hochwasserschutz am Lech
eindrucksvoll. Auch für die klimatischen Veränderungen der Zukunft ist die Talsperre
Rosshaupten bestens gerüstet. Wasser- und Energiewirtschaft haben erfolgreich ihren Beitrag
für eine nachhaltige Sicherstellung des Speichers Forggensee geleistet.
The project gave birth on one hand to the highly successful operation within the dramatic flood
in August 2005, and on the other gave an optimistic insight to the future climatic challenges
ahead.
219
1
Vorbemerkung
Die Talsperre Rosshaupten mit ihrem Speicher Forggensee bei Füssen (Bild 1) bildet den
Kopfspeicher der Kraftwerkskette der E.ON Wasserkraft GmbH am Lech. Gemessen an seinem
Speicherinhalt von 165 Mio. m³ zählt der Forggensee (Bild 2) zu den größten Anlagen
Deutschlands. In Bayern ist er der größte Wasserspeicher und mit einer Seefläche von 16 km²
der fünftgrößte See. Die Talsperre Rosshaupten wurde im Zeitraum 1950 bis 1954 von der
Bayerische Wasserkraftwerke AG (BAWAG) errichtet [1]. In 2005 ist die gesamte Anlage in das
Eigentum der E.ON Wasserkraft GmbH , Landshut, übergegangen. Im zugehörigen Kraftwerk
(Tabelle 1) erzeugen zwei senkrechte Kaplanturbinen bei einer Ausbauleistung von 45,5 MW
im Durchschnitt 151,4 GWh pro Jahr.
Bild 1:
Übersicht Forggensee und Lech
220
Bild 2:
Forggensee
Der große Wasserspeicher bei Füssen soll die für einen Voralpenfluss wie den Lech typischen
stark schwankenden Wasserführungen ausgleichen und so für eine bessere Auslastung der
Kraftwerksanlagen sorgen. Denn im hydrologischen Winterhalbjahr beträgt der Zufluss nur ein
Viertel der durchschnittlichen Wasserfracht, während das Sommerhalbjahr aufgrund von
Schneeschmelze und höheren Niederschlägen drei Viertel liefert.
221
Tabelle 1: Kenndaten der Talsperre Rosshaupten
2
Der Speicher in der Bewertung von 1954
Schon in der Planungsphase war der Speicher sehr umstritten. Neben dem Verlust von rd. 1000
ha landwirtschaftlicher Nutzfläche, dem Einstau des Weilers Forggen mit fünf Anwesen und
weiterer 40 Gebäude wurde, wie bei ähnlichen Projekten üblich, der Verlust „einer in
Mitteleuropa einzigartigen alpinen Flusslandschaft“ beklagt. Heftig diskutiert wurden
insbesonders der jährliche Stautermin sowie das Stauende. Die Anrainer wollten den Speicher
möglichst früh gefüllt sehen, obwohl Mitte August der zweckmäßigste Termin gewesen wäre, da
erst dann die Hochwassersaison ausklingt. Schließlich wurde als Beginn der Vollstauperiode
der 15. Juni eines jeden Jahres festgelegt, mit dem Abstau um bis zu 16 m durfte am 1. Oktober
begonnen werden. So standen im Winterhalbjahr rd. 135 Mio. m³ für die Aufbesserung des
Abflusses zur Verfügung. Im Sommerhalbjahr durfte der Seespiegel nur 0,3 m abgesenkt
werden, so dass der bewirtschaftbare Speicherraum nur rd. 5 Mio. m³ betrug.
Für die Bemessung der Hochwasserentlastung wurde das Hochwasser vom 15.06.1910 mit
einem Scheitelwert von 975 m³/s als maßgebend aus der Beobachtungsreihe seit 1826 [2]
zugrunde gelegt. Der Hochwasserschutzraum bis zum genehmigten Höchststau betrug 15 Mio.
m³. Bei einem Einzugsgebiet von ca. 1600 km² (Tabelle 2) ergibt sich ein spezifisches
Retentionsvermögen von nur ca. 9000 m³/km². Aus dieser Unterdimensionierung des
Energiespeichers Forggensee resultierten schon frühzeitig Forderungen nach einer Vergrößerung des Hochwasserschutzraumes und einer Erweiterung der Hochwasserentlastung.
Zusätzlicher Hochwasserschutzraum hätte mit dem Projekt Geltnachspeicher gewonnen
werden können, der aber von der Wasserwirtschaftsverwaltung nicht realisiert wurde. Nach den
Hochwasserereignissen 1965 und 1966 wurde über eine zweite Hochwasserentlastung verhandelt. Ein Durchbruch in der festgefahrenen Diskussion konnte aber erst nach dem
222
Pfingsthochwasser 1999 [3] erreicht werden. Bei diesem Hochwasser war der Zufluss zum
Speicher auf einen neuen Spitzenwert von 1115 m³/s angeschwollen.
Tabelle 2: Hydrologische Daten des Lechs bei Rosshaupten
3
Verbesserung der Hochwasserschutzwirkung
Unter dem Eindruck des Pfingsthochwassers wurde vom damaligen Bayerischen Staatsministerium für Landesentwicklung und Umweltfragen ein dreistufiges Konzept für den Hochwasserschutz am Lech entwickelt, das auch den Unterliegern an der Donau Verbesserungen
versprach. Die drei Bausteine des Konzeptes waren , die Verbesserung der Abflussvorhersage,
die Vorabsenkung des Forggensees zur Vergrößerung des Retentionsraumes und die
Ertüchtigung der Hochwasserentlastung der Talsperre Rosshaupten.
Im Einvernehmen mit der E.ON Wasserkraft und den Anrainerkommunen wurde die
Vorabsenkung des Forggensees bei drohenden Hochwassern durch eine Änderung des
Wasserrechtsbescheides zügig umgesetzt. Seit Frühjahr 2000 kann das zuständige Wasserwirtschaftsamt Kempten bei einer Vorhersage des Deutschen Wetterdienstes von Niederschlägen über 60 mm in 24 Stunden die Vorabsenkung anordnen. Diese Maßnahme allein hat
sich schon z.B. beim Hochwasser im August 2002 bewährt. Bei einem Zufluss eines ca. 50jährlichen Hochwassers konnte die Abgabe aus der Talsperre unter ein 10-jährliches Ereignis
gedrückt werden.
Eine Voraussetzung für eine gesteuerte Retention von Hochwassern im Forggensee ist eine
verbesserte Vorhersage des Lech-Zuflusses. Hierzu wurden von E.ON Wasserkraft und der
Wasserwirtschaft zusätzliche Niederschlags- und Abflussmessstellen eingerichtet, die online an
die neu geschaffene Hochwasser-Vorhersagezentrale Iller/Lech beim Wasserwirtschaftsamt
Kempten übertragen werden. Wesentliche Daten können Interessierte jederzeit im Internet
unter der Adresse http://www.hnd.bayern.de abrufen. Mit Hilfe von N-A-Modellen berechnet die
HVZ Iller/Lech Zuflussprognosen für den Forggensee, die aufgrund aktueller Niederschlagsprognosen und Messwerte adaptiv die Steuerung der Vorabsenkung bzw. der
Hochwasserentlastung anpassen.
223
Für eine Optimierung der Speicherbewirtschaftung war eine Verbesserung der begrenzten
hydraulischen Leistungsfähigkeit der Hochwasserentlastung der Talsperre, die insbesondere
bei Normalstau und tieferen Seespiegellagen zum Tragen kam, notwendig. Hierfür wurde von
der E.ON Wasserkraft ein überzeugendes Konzept [4] erarbeitet. Dabei sollte einerseits der
Anstieg des Seewasserspiegels zum Schutz der Seeanrainer ein verträgliches Maß nicht
übersteigen, andrerseits die maximale Abgabe an die Unterlieger nicht erhöht werden. Nach
grundsätzlicher Abstimmung des Umbauprojektes HWEplus mit den Fachbehörden wurden die
Details in einem hydraulischen Modell [5] an der Versuchsanstalt Obernach der TU München
untersucht. Im November 2004 wurde mit den Umbauarbeiten begonnen und trotz eines
langen, strengen Winters konnte die ertüchtigte Anlage am 01.06.2005 von der E.ON
Wasserkraft offiziell in Betrieb genommen werden.
Probejahr 2005
In einer umfangreichen Studie hatte das Bayer. Landesamt für Wasserwirtschaft u.a. die
Absenkung des Normalstauzieles 781,0 mNN zur Verbesserung der Hochwassersituation an
Lech und Donau untersuchen lassen. Dank konstruktiver Zusammenarbeit aller Beteiligten
wurde für Energiewirtschaft und Hochwasserschutz aber auch für Fremdenverkehr und
Erholung sowie den Natur- und Landschaftsschutz ein Kompromiss entwickelt, der im
Probejahr 2005 umgesetzt und hinsichtlich seiner Auswirkungen überprüft wurde. Dabei wurde
das Normalstauziel um 50 cm auf 780,50 mNN abgesenkt und der Hochwasserschutzraum um
nahezu 50 % vergrößert. Als Ausgleich für die Erzeugungsverluste in einem Durchschnittsjahr
von 6 Mio. kWh wurde der Betriebsraum auf 50 cm entsprechend einem Volumen von rd. 8 Mio.
m³ erweitert. Damit wurden die Möglichkeiten zur Optimierung der Energieerzeugung z.B.
durch den Betrieb als Wochenspeicher merklich ausgebaut.
Den Interessen der Linien-Schifffahrt am Forggensee, der zahlreichen Segelvereine mit über
400 Booten, der Fischerei und anderer Nutzer wurde entgegen gekommen, indem die Vollstauphase auf den Zeitraum vom 01. Juni bis zum 15. Oktober um sechs Wochen verlängert wurde.
Hochwasser August 2005
Nur wenige Wochen nach Inbetriebnahme der ertüchtigten Hochwasserentlastung wurde das
neue Hochwasserkonzept einer großen Bewährungsprobe unterzogen. Die Hochwasservorhersagezentrale Iller/Lech errechnete bereits in der ersten Prognose einen Maximalzufluss
von 1255 m³/s. Tatsächlich erreichte am 22.08.2005 die Hochwasserwelle mit 1262 m³/s erneut
einen noch nie beobachteten Höchstwert (Tabelle 3). Dank der rechtzeitigen Vorabsenkung
des Forggensees und eines kontrollierten Überstaus [6] wurde ein Retentionsvolumen von rd.
45 Mio. m³ aktiviert. HVZ Iller/Lech und die Leitwarte Landsberg der E.ON Wasserkraft haben
in enger Abstimmung den Speicher so gesteuert (Bild 3), dass trotz einer Gesamtabgabe von
ca. 660 m³/s die kritischen Abflüsse in Landsberg und Augsburg mit 1100 m³/s bzw. 1500 m³/s
nicht erreicht wurden. Gerade in Augsburg war die Situation sehr angespannt, da provisorische
Fundamente einer Autobahnbrücke nachzugeben drohten. Ein Einsturz hätte wahrscheinlich
katastrophale Folgen für Augsburg gehabt.
224
Bild 3:
Hochwasserganglinien August 2005
Tabelle 3: Die zehn größten Hochwasserereignisse am Forggensee
225
4
Verbesserung von Landschaftsbild und Gewässerökologie
Nachdem sich die Regelungen für den Probebetrieb 2005 beim Hochwasser im August 2005 in
Verbindung mit den anderen Aktionen zur Verbesserung des Hochwasserschutzes bestens
bewährt haben, wurden sie inzwischen für den zukünftigen Betrieb in einer Änderung des
Bescheids auf Dauer festgeschrieben.
Die Absenkung des Normalstauziels des Forggensees löste zugleich eine Vielzahl von
Anpassungsmaßnahmen aus. Im Gewässerentwicklungsplan Forggensee des Wasserwirtschaftsamtes Kempten wird versucht, die gewässerökologischen Ziele mit den Vorstellungen
der Seenutzer zur Entwicklung eines nachhaltigen Tourismus- und Naherholungskonzeptes in
Einklang zu bringen. So sollen naturnahe Ufer entwickelt werden, indem z. B. Flachwasserbereiche mit Verlandungszonen und wechselfeuchten Mulden angelegt werden. Weitere
Maßnahmen sind das Aufschütten von Kiesinseln für Kiesbrüter. Letzteres wird auch als
ökologische Ausgleichsmaßnahme für den auf Jahre genehmigten Kiesabbau gefordert, bei
dem in der winterlichen Abstauphase rd. 70.000 m³ pro Jahr abgebaut werden. Schließlich
sollen die Auwälder in der Horner Bucht erhalten und ein Altwasserbereich gesichert werden.
Die ökologischen Maßnahmen plant die Wasserwirtschaft bis 2010 umzusetzen.
Die Anpassungen vorhandener Nutzungsanlagen wie Anlegestellen, Bootsstege, Hafenanlagen, Badeplätze u.a. sind Aufgabe der jeweiligen Betreiber und werden nur vom Staat
unterstützt, soweit es sich um Angleichungen des Seebodens handelt.
5
Ausblick
Nach den Klima-Prognosen sind in den Wintermonaten größere Niederschlagsereignisse zu
erwarten, die auch in den höheren Regionen als Regen und nicht mehr als Schnee fallen
werden. Hierfür ist der Speicher Forggensee bestens gerüstet. Werden auch die Niederschlags-Prognosen z. B. durch detailliertere Modelle und Ausbau des Regen-Radar-Netzes
verbessert und das Lech-Online-Modell zur Hochwasserbewirtschaftung weiterer Staustufen
optimiert, können die Kommunen am Lech der Hochwasserzukunft beruhigter entgegen sehen.
Zusätzlich haben das Landesamt für Umwelt und die E.ON Wasserkraft im September 2006
eine Vereinbarung über die gegenseitige Bereitstellung von Wasserstands- und Abflussdaten
unterzeichnet, die für alle größeren bayerischen Flüsse eine Verbesserung im Hochwassermanagement erwarten lässt.
Im Rahmen der Umsetzung der Europäischen Wasserrahmenrichtlinie gehört der Forggensee
nicht zu den 12 großen bayerischen Seen, die in die Überblicksüberwachung einbezogen
wurden. Im Rahmen des Wasserforums Bayern und der in 2007 anlaufenden Anhörung der
Öffentlichkeit wird sich die E.ON Wasserkraft auf der Grundlage des mit den bayerischen
Ministerien für Umwelt und Wirtschaft im November 2006 abgeschlossenen Eckpunktepapiers
zur „nachhaltigen Wasserkraftnutzung an staatlichen Gewässern in Bayern“ konstruktiv in die
Aufstellung der Bewirtschaftungspläne einbringen.
226
Literatur
[1]
Fronholzer, J.: Der Speicher Roßhaupten als Hauptglied für den Rahmenplan des Lechs.
In: Wasserwirtschaft 43(1953), Heft 7 + 8
[2]
BAWAG: Denkschrift „ Das Speichersystem Roßhaupten“ , München, November 1948
[3]
Schaupp, A.: Pfingsthochwasser 1999 im Allgäu – Ablauf, Erfahrungen und Folgerungen.
In: Wasserwirtschaft 91 (2001), Heft 4, S. 206-211.
[4]
Kalusa, B.: Der Forggensee wird 50 Jahre – verstärkter Hochwasserschutz verändert
einen Energiespeicher. In: Wasserwirtschaft 94 (2004), Heft 7-8, S. 12-16
[5]
Heimerl, G.; Kalusa, B.: Die Verbesserung der Hochwasserschutzwirkung der Talsperre
Roßhaupten durch Umbau der Hochwasserentlastungsanlage. Wasserbau-Symposium
16. - 19.06.2004, Wallgau
[6]
Hellweg, J.: Augusthochwasser 2005 – Hochwassermanagement am Forggensee. In:
DWA Landesverband Bayern, Mitglieder-Rundbrief 1/2006, S. 8-10
Dipl.-Ing. Bernhard Kalusa
E.ON Wasserkraft GmbH
Johann-Schmidt-Str. 11
86899 Landsberg am Lech
bernhard.kalusa@eon-energie.com
227
Instandsetzung der Asphaltbetondichtung des
Eggbergbeckens 2005
Rehabilitation of the Bituminous Lining System of the
Eggberg-Reservoir 2005
Gundo Klebsattel, Claudia Burkhardt, Cornelius Torkuhl, André Fehr
Abstract
The sealing system of the Eggberg-reservoir consists of a double layer of dense asphalt
concrete. After 40 years in operation, the system was not capable anymore to withstand the
various stresses and loads. Apart from the stresses imposed by the weather and changing
water loads out of the operation of the pump storage scheme, there are shrinking forces of
drying sediments in the slopes.
Based on prior knowledge gained at trial areas, a new dense layer was installed which was
covered by an additional sealing of sand mastic. The rehabilitation works were realized in
summer 2005 by the Walo Bertschinger AG.
Zusammenfassung
Die zweilagige Asphaltbetondichtung des Eggbergbeckens war nach rund 40 Jahren nicht mehr
in der Lage, den Beanspruchungen zu widerstehen. Dies sind neben der Witterung und den
durch den Pumpspeicherbetrieb verursachten Wasserspiegelschwankungen auch Schrumpfkräfte, die von zeitweise auf der Böschung abtrocknenden Sedimenten auf den Belag ausgeübt
werden.
Mit Erkenntnissen aus Probeflächen wurde im Sommer 2005 durch die Firma Walo Bertschinger AG eine neue Dichtungslage mit Sandmastixschicht aufgebracht.
1
Das Eggbergbecken – das Oberbecken des Kraftwerkes
Säckingen
Die 1928 gegründete Schluchseewerk AG mit Sitz in Laufenburg betreibt im südlichen
Schwarzwald fünf Pumpspeicherkraftwerke, die eine maximale Leistung von 1 836 MW im
Turbinenbetrieb und 1 604 MW im Pumpbetrieb bereitstellen.
Das seit 1967 betriebene Kraftwerk Säckingen nutzt eine Fallhöhe von 400 m zwischen dem
Eggbergbecken als Oberbecken und dem Rhein als Unterbecken. Im Turbinenbetrieb beträgt
der maximale Durchfluss durch die vier Maschinensätze 98 m³/s. Mit den vier Speicherpumpen
können maximal 69 m³/s vom Rhein in das Eggbergbecken gefördert werden (Bild 1).
228
Bild 1:
Schematischer Schnitt durch die Anlagen des Kraftwerkes Säckingen
Das Stauziel des Eggbergbeckens liegt auf 700 m ü. NN, das Absenkziel auf 679 m ü. NN. Der
nutzbare Inhalt von 2,1 Mio. m³ ist ausreichend, um die Turbinen sechs Stunden mit maximaler
Leistung zu betreiben. Der 1 340 m lange Ringdamm wird auf der Wasserseite (Böschungsneigung 1:1,75) durch einen zweilagigen Asphaltbetonbelag mit zusätzlicher Mastixschicht
abgedichtet (Bild 2).
Bild 2:
Eggbergbecken mit Bad Säckingen und dem Rhein im Hintergrund
229
2
Pumpspeicherbetrieb
Der Betrieb des Pumpspeicherkraftwerks Säckingen ist gekennzeichnet durch Pumpbetrieb, der
überwiegend während der Nachtstunden und am Wochenende stattfindet, und durch
Turbinenbetrieb, der sehr unregelmäßig während des gesamten Tages stattfindet.
Für das Eggbergbecken als Oberbecken bedeutet dieser Kraftwerksbetrieb, dass es in einem
täglichen Rhythmus im Turbinenbetrieb entleert und im Pumpbetrieb wieder gefüllt wird.
Zur Überwachung der Sicherheit ist unter der Asphaltbetonoberflächendichtung des
Eggbergbeckens eine Filterschicht angeordnet, die in eine begehbare Ringdränage unter dem
wasserseitigen Böschungsfuß entwässert. Die gesamten Sickerwasserabflüsse werden an
einem Dreieckswehr gemessen.
3
Bisherige Instandsetzungsmaßnahmen
In den vergangenen vier Jahrzehnten waren am Eggbergbecken nur geringe Instandsetzungsarbeiten erforderlich, die sich im wesentlichen auf die Reparatur von Blasen zwischen
der oberen und der unteren Dichtungslage beschränkten.
Mit dem Pumpwasser gelangen auch Schwebstoffe aus dem Rhein in das Eggbergbecken und
lagern sich dort ab. Die Zunahme der Sedimentmächtigkeit im Becken beträgt ca. 7 bis 8
cm/Jahr.
Seit der Inbetriebnahme 1967 bis zum Jahr 1992 hatten sich ca. 130 000 m³ Sediment
angesammelt. Damit war ein großer Teil des Totraumes aufgefüllt, und das Absenkziel wurde
örtlich überschritten. Teilweise durch eine Nassbaggerung und teilweise in einem RadladerLKW-Betrieb wurde 1992 das Becken vollständig geräumt.
Parallel zur Sedimententnahme wurde in kleinen Teilbereichen der Dichtungsbelag erneuert
und abschließend auf der gesamten Böschungsfläche eine neue Mastixversiegelung aufgebracht.
Im Rahmen kleiner Reparaturarbeiten wurde im Sommer 2003 eine umfassende Kontrolle des
Dichtungsbelages vorgenommen. Zu diesem Zweck erfolgte erstmals eine Reinigung der
kompletten Böschung von einem Ponton aus. Die Reinigung war erforderlich geworden, da sich
die oben erwähnten Sedimente nicht nur auf der Beckensohle ablagerten, sondern in zunehmendem Maße auch auf der Böschung. Dabei war insbesondere der mittlere Böschungsbereich
von einer 1 bis 2 cm dicken Sedimentschicht belegt, während die oberen und unteren
Böschungsbereiche relativ sauber waren.
Neben den bekannten Blasen zeigte die gereinigte Oberfläche als neuartiges Schadensbild im
Bereich der Wasserwechselzone eine sehr stark strukturierte Oberfläche. Die abtrocknenden
Ablagerungen ziehen die Mastixhaut zusammen und übertragen dabei Scherspannungen in die
Dichtungsoberfläche. Dieser Prozess wiederholt sich regelmäßig. Es bildet sich eine genoppte
Oberfläche ähnlich einer Krokodilshaut aus, mit Auflockerungen und Rissen bis in den
Dichtungsbelag.
230
Zur Planung einer dauerhaften sicheren Instandsetzung der Asphaltdichtung wurden zur
Optimierung des Schutzbelages im Oktober 2003 Versuchsflächen mit unterschiedlichen
Beschichtungsmaterialien angelegt, um deren Widerstandsfähigkeit zu beurteilen.
4
Instandsetzungskonzept 2005
Aufbauend auf den gewonnenen Erkenntnissen wurde 2005 ein Instandsetzungskonzept
entwickelt, das vorsah, die bestehende zweilagige Dichtung im Wasserwechselbereich um 7 cm
abzufräsen und eine neue Dichtungslage sowie eine zusätzliche Versiegelungsschicht aus
Sandmastix einzubauen.
Eine Instandsetzung der gesamten 140 000 m² Oberflächendichtung war aufgrund des guten
Zustandes der Dichtung im Bereich unterhalb der Wasserwechselzone nicht erforderlich. Als
untere Grenze für den Dichtungseinbau wurde die Höhe 685 m ü. NN festgelegt, für den
Mastixeinbau 683 m ü. NN. Die instandzusetzende Fläche betrug somit gut 40 000 m².
Aufgrund der Teilinstandsetzung musste das Eggbergbecken nicht vollständig entleert werden,
so dass auf ein aufwändiges Abfischen und auf die Entnahme des Sedimentes verzichtet
werden konnte.
Um während der gesamten Maßnahme für die Fische eine ausreichend gute Wasserqualität zu
gewährleisten, wurden Sauerstoff, Temperatur und pH-Wert regelmäßig gemessen. Über eine
Bachfassung konnte dem Becken kurzfristig Frischwasser zugeführt werden.
Die Konzeption der Instandsetzung und die Fremdüberwachung erfolgte durch Prof. Dipl.-Ing.
Willy Kuhlmann, FH Aachen.
5
Instandsetzungsarbeiten 2005
5.1
Walo Bertschinger AG
Der Sanierungsauftrag ging an die Walo Bertschinger AG, Zürich. Die Walo Gruppe wurde 1917
in Zürich gegründet und ist mit ihren ca. 2 200 Mitarbeitern vor allem in der Schweiz tätig.
Die Abteilung „Damm- und Deponiebau“ wird als selbständige Einheit geführt, um den
Besonderheiten im Asphaltwasserbau (Böschungsgeräte, spezielle Baustoffe und weltweiter
Einsatz) zu entsprechen.
5.2
Bauablauf
5.2.1 Vorbereitende Leistungen
Die Sanierung der Böschungsdichtung musste in nur zwölf Wochen realisiert werden, wobei
sämtliche Arbeiten über dem Wasserspiegel ausgeführt wurden.
Ohne Einschränkung des Kraftwerksbetriebes wurde die vorhandene Asphaltausrundung
zwischen Böschung und Kronenstraße ausgebaut und der alte spröde Gussasphalt durch einen
Drainbinder ersetzt.
231
Nach Teilabsenkung des Beckens wurden die nun freiliegenden Sedimente nach unten
abgeschoben und die Flächen mit Hochdruckwasserstrahl gereinigt, um ein sicheres Arbeiten in
der Böschung zu ermöglichen.
5.2.2 Fräsarbeiten
Da das Eggbergbecken nicht vollständig entleert wurde, konnte das Fräsgut nicht wie sonst
üblich über die Sohle entfernt werden, sondern die gesamten ca. 7 000 to mussten über die 35
m lange Böschung nach oben befördert werden.
Für das Entfernen der oberen Dichtungslage und das gleichzeitige Anfräsen der unteren Lage
wurde eine 2-m-Fräse eingesetzt. Über ein schwenkbares Förderband wurde das Fräsgut in
einen parallel fahrenden Kübelwagen übergeben. Das Fräsen erfolgte in Falllinie von oben nach
unten, wobei beide Geräte durch schwere Windenwagen gesichert wurden. Parallel dazu
wurden die gefrästen Flächen abgewaschen, um die Staubbildung zu unterdrücken und ein
Festkleben von Fräsgut zu verhindern. Das Fräsgut wurde über die örtliche Mischanlage der
Wiederverwertung zugeführt. Die Teilbereiche um die Rampe und an den Stegen wurden mit
einer 1-m-Fräse bearbeitet.
Zeitgleich wurden die Böschung inspiziert und tiefer gehende Fehlstellen ausgebaut und mit
Drainbinder profiliert. Die untere Kante zur bestehenden Dichtung wurde vertieft gefräst, um
eine verstärkte Übergangszone zwischen alter und neuer Dichtung herzustellen. Sobald
Teilflächen gereinigt und nachgearbeitet waren, wurden sie mit Haftkleber angespritzt und die
Anschlusskante mit Bitumen angestrichen.
5.2.3 Dichtungseinbau
Für den Dichtungseinbau kam ein Fertiger-Windenwagen zum Einsatz, der sowohl den Fertiger
als auch den Beschickerwagen und die erste Walze führt. Der Einbau erfolgt mit einem für den
Böschungseinsatz modifizierten Fertiger von unten nach oben in einem Arbeitsgang inkl.
Ausrundung. LKWs kippen den Asphalt in einen Umschlagkübel, welcher das Mischgut ohne
Temperaturverluste in den Beschickerwagen übergibt. Dieser bringt das Material zum Fertiger.
Die Nachverdichtung erfolgt über Spezialwalzen. Die erste Walze wird durch den FertigerWindenwagen gesichert, die folgenden Walzen werden durch unabhängige Windenwagen
geführt. Die Fertigerwinde versetzt dann Huckepack die Geräte um eine Bahnbreite (Bild 3).
Die Tagesnähte und die horizontale untere Anschlussnaht wurden mit Infrarot-Heizleisten
aufgewärmt und nachverdichtet, um die Dichtigkeit und Homogenität des Dichtungssystems
sicherzustellen.
Als Novum wurde der normale Fillermastix durch eine Versiegelung aus Sandmastix ersetzt, um
den Sedimentablagerungen entgegenzuwirken. Der Mastix stellt eine dünne Verschleißschicht
dar, welche die Asphaltdichtung vor UV-Strahlung schützt.
232
Bild 3:
Einbau der Dichtung
5.2.4 Nebenleistungen
Die Fugenkonstruktion an die Betonfundamente der beiden Stege und die Betonoberflächen der
Fundamente wurden saniert. Die im Vorfeld erstellten Ausweichen wurden im Rahmen eines
Sondervorschlages mit einer Natursteinmauer erstellt und konnten aufgrund der natürlichen
Gestaltung als permanente Bauwerke bestehen bleiben.
Die gealterte Kronenstraße wurde angefräst und mit einem neuen Belag versehen.
5.3
Qualitätsmanagement
Für Projekte im Asphaltwasserbau ist vorgängig eine Eignungsprüfung für die bituminösen
Baustoffe zu entwickeln. Dabei sind die Tauglichkeit der Rohstoffe und die zu erwartenden
Belastungen von großer Bedeutung. Dichtungen von Pumpspeicherbecken unterliegen
besonderen Beanspruchungen wie Temperatur- und Belastungswechseln, Setzungen, Eisgang
und Sedimentation.
Alle Eignungsprüfungen wurden durch das WALO Centrallabor bei Zürich erstellt, welches
zudem die laufende Eigenüberwachung ausführte. Die Mischgutkontrollen wurden ergänzt
durch Bohrkerne und Vakuumtests.
233
6
Das Ziel der Instandsetzungsmaßnahme 2005 wurde in Bezug auf Termine, Qualität und
Kosten erreicht. Damit ist die Dauerhaftigkeit des Bauwerkes für die nächsten Jahre gesichert.
Eventuelle Instandsetzungen des unteren Böschungsbereiches und an der Sohle erfolgen in ca.
15 Jahren, wenn eine Sedimententnahme aus dem Eggbergbecken erforderlich wird.
Dipl.-Ing. Gundo Klebsattel
Schluchseewerk AG
Säckinger Str. 67
D-79725 Laufenburg
klebsattel.gundo@schluchseewerk.de
Dipl.-Ing. Cornelius Torkuhl
Postfach 7534
CH-8023 Zürich
asphalt.lining@walo.ch
Dipl.-Ing. Claudia Burkhardt
Schluchseewerk AG
Säckinger Str. 67
D-79725 Laufenburg
burkhardt.claudia@schluchseewerk.de
Dipl.-Ing. André Fehr
Postfach 7534
CH-8023 Zürich
asphalt.lining@walo.ch
234
Maßnahmen gegen die Verlandung von Stauräumen im
Alpenraum
Measures avoiding sedimentation in Alpine reservoirs
Helmut Knoblauch, Sven Hartmann, Giovanni De Cesare
Abstract
To maintain storage volume, measures to reduce sedimentation should be initiated. If
sedimentation has already occurred or may not be prevented, methods of excavation must be
taken into consideration such as flushing or mechanical removal.
Zusammenfassung
Der Beitrag behandelt die Entscheidungsgrundlagen zur Auswahl von Maßnahmen gegen die
Verlandung von Stauräumen. Zur Feststellung möglicher Auswirkungen der Entlandungsmaßnahmen auf das Gewässer sind bestimmte Untersuchungen und Erhebungen erforderlich.
Prinzipiell sind die Maßnahmen nach wasserwirtschaftlichen, ökologischen und wirtschaftlichen
Gesichtspunkten und nach technischer Durchführbarkeit zu planen und umzusetzen.
1
Charakteristiken der Stauraumverlandung
Der unterbrochene Feststofftransport in gestauten Fließgewässern führt durch stetigen Eintrag
aus dem Einzugsgebiet zur Sedimentation in der gestauten Strecke und zu latenten
Sohlerosionen im Unterwasser. Die zeitlich wachsenden Probleme liegen im Rückgang der
Hochwassersicherheit für Anlage und Umland, der Betriebstüchtigkeit und Nutzung entsprechend dem Verwendungszweck, sowie in der Eisstoßbildung (Stauwurzelbereich) und in der
Verfestigung der Sedimente je nach Lagerungszeit. Die unterwasserseitige Erosion führt, ohne
Nachdotierung aus der Stauhaltung, zur Verschlechterung der Energieumwandlung im
Tosbecken mit Zunahme von Schäden an den Uferböschungen und ständig zu verstärkenden
Verbaumaßnahmen. Dies gilt vor allem für Staustufen.
Die maßgebenden Parameter für die Verlandung eines Stauraumes sind der Feststoffeintrag,
die Stauraumgeometrie und der Abfluss, wobei die Zusammenhänge untereinander vernetzt
sind. [1]
2
Maßnahmen gegen die Verlandung
2.1
Übersicht
Im Allgemeinen kann man die Maßnahmen in präventive und retroaktive unterteilen. Präventive
sollen die Entstehung der Verlandung vermeiden, retroaktive werden zur Entfernung der
Sedimente von den kritischen Orten eingesetzt. Ferner kann zwischen Maßnahmen im Einzugsgebiet, im Stausee sowie an der Talsperre unterschieden werden. (Bild 2) [5]
235
Bild 1:
2.2
Übersicht über die präventiven und retroaktiven Maßnahmen der
Stauraumentlandung [5]
Maßnahmen im Einzugsgebiet
Der Erosionsschutz im Einzugsgebiet stellt die wirksamste Möglichkeit dar, präventiv die
Verlandung eines Stauraumes zu reduzieren. In vegetationslosen Einzugsgebieten, wie den
Alpen, kann eine Erosionsbegrenzung nur mit großem Aufwand durch technische Maßnahmen
erreicht werden. [1]
2.3
Maßnahmen im Stauraum
Eine regelmäßige Räumung kann mit Baggerungen bei vollem oder abgesenktem Stausee vom
Ufer oder von Schiffen aus geschehen. Je nach Situation können Saugbagger oder
konventionelle, rein mechanische Bagger zum Einsatz gebracht werden. Eine besondere
Anwendung der hydraulischen Räumung ist das Absaugen der Sedimente über am Seegrund
verlegte Leitungen.
Ein weiteres Beispiel für eine hydraulische Räumung des Stauraumes stellt die Spülung dar.
Darunter versteht man die Durchführung gezielter Maßnahmen für das Abdriften von
Feststoffen aus dem Staubereich unter Ausnutzung der Schleppkraft der fließenden Welle.
Periodisch durchgeführt, stellt dies flussmorphologisch und wirtschaftlich eine günstige Lösung
dar. Diese Form der Entlandung ist nur durch eine vollkommene Stauspiegelabsenkung
wirksam und nur bei ausreichender Wasserführung zielführend. [4]
236
Im Wesentlichen tragen Schwebstoffe zur Verlandung eines Stausees bei. Durch eine
Beherrschung der Trübeströme, wie zum Beispiel dem Durchleiten durch den Stauraum,
können die negativen Auswirkungen der Verlandungen entscheidend begrenzt werden. [2]
Weitere Maßnahmen im Stauraum beziehen sich auf die strömungslenkende Funktion von
Buhnen, Leitwerken, Spülrinnen bzw. Initialrinnen. Diese Bauwerke steuern einerseits den
Austrag aus den Anlandungsabschnitten und reduzieren teilweise ungewollte Ablagerungen im
Unterwasser durch gezielte Erhöhung der Schleppkräfte.
Der Betrieb von Kiesfallen (an der Stauwurzel) und Ausschotterungsbecken (in den Seitenzubringern) erfolgt als Durchlaufbecken oder im Seitenschluss, wo durch topographische
Gegebenheiten eine Verminderung der Fließgeschwindigkeit erreicht werden kann. Eine
ständige Räumung ist notwendig, um die Funktionsfähigkeit zu erhalten.
Wenn durch den Verlandungszustand im Stauraumbereich einer Anlage die Hochwassersicherheit nicht mehr gegeben ist, kann die Erhöhung der Begleitdämme eine sinnvolle
Alternative zu den oben angeführten Maßnahmen darstellen.
2.4
Maßnahmen an der Talsperre
Eine weltweit häufig angewandte Methode zur Erhaltung des Nutzraumes eines Speichersees
ist die Überbemessung dessen Volumens mittels Totraum. Ist bereits ein großer Anteil des
Nutzvolumens verloren gegangen, kann dieses, sofern konstruktiv möglich, mit einer
Talsperrenerhöhung wieder kompensiert werden. Unter Umständen ist die Höherlegung der
Einlassöffnungen von Betriebsorganen notwendig, um den sicheren Betrieb der Anlage zu
gewährleisten.
3
Entscheidungsgrundlagen zur Auswahl einer Maßnahme
Die Maßnahmen sind nach wasserwirtschaftlichen, ökologischen und wirtschaftlichen
Gesichtspunkten und nach technischer Durchführbarkeit zu planen und umzusetzen.
Hierbei ist eine Minimierung der Auswirkungen unter Einbeziehung aller betroffenen
Sachbereiche anzustreben. Da das Anforderungsprofil für jede Anlage verschieden ist, sind die
Maßnahmen jeweils darauf abzustimmen. Daraus ergibt sich, dass eine Festlegung von
einheitlichen Grenzwerten (Feststoffkonzentration, Sauerstoffgehalt, Chemismus, Dauer der
Maßnahme, Wassermenge, etc.) nicht sinnvoll ist. Eine Festlegung von Richtwerten kann daher
nur im jeweiligen Bewilligungsverfahren erfolgen.
4
Beweissicherungsmaßnahmen
Zur Feststellung möglicher Auswirkungen der Entladungsmaßnahmen auf das Gewässer sind
bestimmte Untersuchungen und Erhebungen erforderlich. Der Umfang dieser Arbeiten wird
grundsätzlich davon bestimmt, ob es sich um eine erstmalige Entladung eines Stauraumes oder
ob es sich bereits um eine sogenannte Folgemaßnahme nach einer Erstentlandung bzw. um
eine in regelmäßigen Abständen wiederkehrende Entlandung handelt. Des Weiteren muss sich
der Maßnahmenkatalog auf den Zeitpunkt der Erfassung beziehen (vor, während und nach
Durchführung der Maßnahme). [6]
237
Bild 2:
Maßgebende Parameter zur Auswahl einer Maßnahme [3]
Bild 3:
Mögliche Beweissicherungsmaßnahmen zur Durchführung einer Maßnahme [6]
238
5
Zusammenfassung
Die Möglichkeiten, Maßnahmen gegen Stauraumverlandungen zu setzen, sind begrenzt und
werden zusätzlich durch wirtschaftliche, technische bzw. durch rechtliche Aspekte beschränkt.
Aus diesem Grunde wurde in den Jahren 2003-2007 das mit EFRE-Mitteln kofinanzierte EUInterreg IIIB- Projekt ALPRESERV durchgeführt, um Erfahrungen aus der Anwendung von
Entlandungsmaßnahmen einander gegenüberzustellen (www.alpreserv.eu). Auf der Grundlage
von Betriebserfahrungen wurde die nachhaltige Bewirtschaftung von Speichern anhand der in
diesem Artikel vorgestellten Maßnahmen erfasst und anhand von sieben Pilotprojekten
bewertet. Die Ergebnisse des Projekts können aufgrund der großen Dichte durchgeführter
Beweissicherungsmaßnahmen zukünftigen Maßnahmen als wertvoller Anhalt dienen.
Literatur
[1]
Bechteler, W.: Sedimentquellen und Transportprozesse. in: Schriftenreihe „ALPRESERV Sustainable Sediment Management in Alpine Reservoirs considering ecological and
economical aspects”. Institut für Wasserwesen der Universität der Bundeswehr München.
Neubiberg. 2006
[2]
De Cesare, G., Schleiss, A., Hermann, F.: Impact of turbidity currents on reservoir
sedimentation. Journal of Hydraulic Engineering 127 (1). 2001
[3]
DWA: Entlandung von Stauräumen. Themenband. Hennef. 2006
[4]
Knoblauch, H., Hartmann, S., De Cesare, G.: Sedimentmanagement an alpinen
Speichern. Österreichische Wasser- und Abfallwirtschaft. 57. Jhrg. Heft 11/12. 2005
[5]
Schleiss, A., Oehy, Ch.: Verlandung von Stauseen und Nachhaltigkeit. wasser, energie,
luft. 94. Jhrg., Heft 7/8. 2002
[6]
Schriftenreihe des Österreichischen Wasser- und Abfallwirtschaftsverbandes (ÖWAV),
Heft 137, Feststoffmanagement in Kraftwerksketten, Wien 2000
Dipl.-Ing. Dr. Helmut Knoblauch
TU Graz, Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft
Stremayrgasse 10/II, A-8047 Graz
helmut.knoblauch@tugraz.at
Dr.-Ing. Sven Hartmann
Universität Stuttgart, Institut für Wasserbau
Pfaffenwaldring 61, D-70569 Stuttgart
sven.hartmann@iws.uni-stuttgart.de
Dr. Giovanni De Cesare
Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL)
Laboratory of Hydraulic Constructions (LCH), CH-1015 Lausanne
giovanni.decesare@epfl.ch
239
Rapid Seepage Diagnosis through Controlled Source – Audio
Frequency Domain Magnetics
Schnelle Diagnose von Durchsickerungen mit dem Verfahren “Controlled
Source – Audio Frequency Domain Magnetics“
Val Kofoed, Jerry Montgomery
Abstract
This paper considers the capacity of Controlled Source – Frequency Domain Magnetics (CSFDM) to chart seepage paths in earthen embankment dams, analyzing the lessons learned from
this technology’s recent deployment at a number of reservoirs in Great Britain and the United
States.
In the early months of 2006 a utility company operating a system of embankment dams in
northwest England had attempted to model the seeps afflicting five of its reservoirs. These
dams presented the full range of diagnostic challenges: some seeps flowed under the
embankment’s clay core, some coursed around remedial grout curtains, some leaked from
outlet conduits, and others were merely misidentified runoff from the surrounding terrain. After
the use of temperature probes proved inadequate to the task of diagnosing these seepage
issues, the utility company turned to the new CS-FDM procedure. The end result was a much
more precise characterization of all types of seepage paths.
The technique used involved the latest developments in the evolution of CS-FDM-based
seepage diagnosis. In this procedure, one electrode cluster is placed in the reservoir on the
upstream side of the dam and others in the seepage outlets on the downstream side. The
electrodes are then charged, emitting a low voltage electrical current. Following the path of
highest conductivity, the current pushes through the water channels connecting the electrodes.
The current thereby serves as a kind of electrical tracer that snakes its way through the
seepage paths.
As promised by the Biot-Savart law of electromagnetics, that current emits a unique magnetic
field. Using a specially tuned receiver, that field can be read and recorded at the surface. The
field indicates the size, shape and location of the electrical current. This, in turn, suggests the
size, shape and location of the seepage path. The resulting data supports two-dimensional
subsurface water maps of the site as well as three-dimensional models of the dam and its
surroundings. Such maps and models allow investigators to virtually see into, under, and
around the dam. They can thus identify the most likely source of the seepage and begin
staunching its flow.
Zusammenfassung
Dieser Beitrag erläutert die Eignung des Verfahrens “Controlled Source – Frequency Domain
Magnetics (CS-FDM)” zu Erfassung von Sickerwegen in Erddämmen, basierend auf den
240
Erfahrungen mit dem Einsatz dieser Technologie an einer Reihe von Talsperren in
Großbritannien und den USA.
Anfang 2006 hat ein Talsperrenbetreiber im Nordwesten Englands Versuche unternommen, die
Durchsickerungsvorgänge an 5 seiner Dämme zu modellieren. Diese Dämme repräsentieren
die gesamte Bandbreite meßtechnischer Herausforderungen, mit Durchsickerungen unter
einem Dichtungskern, Sickerwegen um nachträglich eingebaute Dichtungsschleier, Durchlässigkeiten aus Grundablassleitungen sowie nicht identifizierte Durchsickerungen im umliegenden Gelände. Nachdem sich gezeigt hatte, dass mit der Untersuchung von Temperaturverteilungen diese Durchsickerungen nicht diagnostiziert werden konnte, entschloss sich der
Betreiber, die neue „CS-FDM Methode“ anzuwenden. Das Endergebnis war eine weitaus
präzisere Charakterisierung aller Durchsickerungen.
Die eingesetzte Technik beinhaltet die neuesten Entwicklungen der „CS-FDM-gestützten“
Durchsickerungs-Diagnose. Bei diesem Verfahren wird ein Elektroden-Cluster auf der
Wasserseite des Speichers platziert, während weitere Cluster an den Sickerwasseraustritten
auf der Luftseite angebracht werden. Die Elektroden werden dann mit einer niedervoltigen
Spannung beaufschlagt. Der Strom folgt den höchsten Leitfähigkeiten durch die Wasserwegigkeiten und verbindet dabei die Elektroden. Der Strom fungiert gewissermaßen als
elektrischer Tracer, der sich seinen Weg durch die Sickerwege sucht.
Gemäß dem “Biot-Savart Gesetz” des Elektromagnetismus bildet dieser Strom ein
charakteristisches Magnetfeld. Ein spezieller Empfänger ist in der Lage, dieses Magnetfeld an
der Oberfläche aufzuzeichnen. Das Magnetfeld gibt Aufschluss über Größe, Form und Lage
des elektrischen Stromes und somit über den Sickerweg. Die Messdaten dienen sowohl als
Grundlage für zwei-dimensionale Kartierungen des Wasservorkommens im Untergrund, als
auch drei-dimensionale Modelle des Dammes und seiner Umgebung. Solche Kartierungen und
Modelle erlauben den Blick in einen Damm hinein. So kann die wahrscheinlichsten Quellen der
Durchsickerungen identifiziert und Gegenmaßnahmen eingeleitet werden.
Introduction
All dams leak to some extent, especially earth embankment dams. Dam owners usually know
where the leak is emerging from the embankment and can easily monitor the flow over time to
ensure that the leak is not getting larger or carrying fine material. However, the only way to cure
a leak successfully is to find the point where the leakage path crosses the “impermeable” barrier
and plug it. This is notoriously difficult to do unless there is evidence on the surface such as a
depression in the pitching or a vortex in the water; even then the fault in the barrier itself could
be some distance away.
A United Utilities Engineer encountered the AquaTrack™ technique while researching water
flows into water abstraction boreholes on the internet. Follow-up discussions led to a trial of the
technology at several United Utility dams. The trial revealed some surprising and unexpected
results and will enable decisions to be made about the nature and location of the remedial
works with far greater certainty. The leakage maps produced will also help provide answers to
two important questions: Is any remedial action required at all?, i.e. is continuing close
observation and monitoring sufficient?:and What will be the effect of the proposed remedial
action?, i.e. could it make matters worse?
241
This AquaTrack technology is also known by its technical name of Controlled Source Frequency
Domain Magnetics which shall be referred to throughout the remainder of this paper as (CSAFDM).
Overview of CS-AFDM
Although the science behind the CS-AFDM technology is rather complex, at its root it relies on a
set of basic physical principles. The most important of these principles is known as “transformer
theory.” Transformer theory holds that two coils, set in close proximity, can be electromagnetically coupled. When the first coil is electrically charged, it emits a magnetic field, which
then induces electricity in the second coil. Countless types of electrical transformers utilize this
rudimentary principle.
In essence, the CS-AFDM apparatus and its associated procedure use aqueous systems to
form a virtual electromagnetic transformer. The initial stage of the procedure entails the strategic
placement of electrodes into the water above and below the dam structure. Connected on one
side by wire and on the other by water, the electrodes form the primary coil of the hypothetical
transformer. The electrodes are then charged with a low voltage, low amperage audio
frequency electrical current. Per the transformer theory, the charged coil conveys a particular
magnetic field to the second coil, which is formed by the CS-AFDM receiver device. As the
current gathers into the channel that seeps through the dam, it emits a magnetic field
characteristic of that channel (Biot-Savart law). Thus, when that field is conveyed to the second
coil, the receiver can analyze its unique attributes to infer the shape, location, and path of the
seepage flow.
To understand further how the CS-AFDM apparatus works, it is helpful to consider the strength
vectors of the magnetic field produced by an electrical current. The horizontal and vertical
vectors reach zero at the center of the current and approach their maximum as they move
outward. Therefore, the rates of change of the magnetic field strength in both vertical and
horizontal directions can be used to determine the location, width and depth of the conductor in
question. Furthermore, the vector known as “the horizontal minimum” can be used to identify
the conductor’s orientation. With its ability to read and analyze these three components of the
emitted magnetic field, the CS-AFDM apparatus can offer a complete picture of subsurface
channels.
Instrumentation
The apparatus used to measure the magnetic field induced by the electrical current includes
three magnetic sensors oriented in orthogonal directions (x, y, and z) and a Campbell Scientific
CR1000 data logger which collects, filters and processes the sensor data. A Global Positioning
System (GPS) instrument spatially defines the field measurements, while a Windows-based,
Allegro CE handheld computer stores and couples the GPS data with the magnetic field data.
During the investigation, hundreds of readings are taken every 4 seconds at frequencies from
30 Hz to 720 Hz. For quality control, a base station is established within the survey area, and
base measurements are taken at the beginning, midpoint and end of each field day. The base
data are used to identify any changes in the background magnetic field and/or diurnal drift. The
242
magnetic field measurements collected during the survey are then normalized to compensate
for these factors.
To ensure data quality at each measurement station, the Campbell Scientific CR1000 calculates
the 380 Hz (400 Hz in domestic applications) magnetic field strength (after Fast Fourier
Transform, statistical analysis, and stacking of sixteen separate readings) and compares the
signal to the background or ambient magnetic field strength at numerous frequencies. These
data are compared to pre-determined signal quality criteria and signal-to-noise ratio criteria to
establish data legitimacy and repeatability.
Quality Control
The CS-AFDM procedure calls for the processing and correction of the field data to account for
distance from the source electrode, to reduce the impact of antenna interference, and to remove
the effects of ambient and shallow subsurface sources of electricity. The processed and
corrected data are then used to generate contour maps of the induced magnetic field. Relative
changes in the magnitude and/or gradient of the horizontal and vertical fields—rather than the
absolute magnitude of the induced field—are used in making interpretations.
The magnetic field observed at the surface, due to subsurface electrical current flow in water, is
dominated by a horizontal component; therefore, interpretations of subsurface saturation are
based primarily on the horizontal magnetic field readings. Vertical magnetic field gradients can
supplement the channel characterization by helping to identify structural edges that influence
the hydrology. However, the vertical data also reflect near-surface features more strongly than
the horizontal component (including the influence from the antenna and electrodes), so in most
cases the vertical data is less constructive in the final interpretation.
Obviously, it is preferred that manmade interferences are known prior to the investigation. If
unknown, however, these interferences can often be recognized by their specific signature
signals in the data, especially by analyzing the vertical field data in conjunction with the
horizontal data. Once recognized, these features can be accounted for, corrected, and/or
removed from the final reduced data set.
Conclusion
The CS-AFDM technology provided critical insight as to how seepage was affecting the dams in
the test project. The client now possesses valuable information that will allow him to improve
and optimize repairs, monitoring and management of these important facilities. The information
provided by the CS-AFDM survey should also be compared with known information of the site to
further characterize and substantiate subsurface conditions impacting the earthen embankment.
Willowstick remains committed to assisting United Utilities with whatever effort is required to
fully understand the information provided.
The diagnostic investigations which took place at the test sites provided substantial evidence
regarding the efficacy of this new water-mapping technology. CS-AFDM’s particular utilization of
basic scientific principles—including transformer theory, current gathering and Biot-Savart law—
has resulted in an elegant and efficient method for identifying seepage points in earthen dam
structures.
243
Literature
[1]
Telford, Thomas: Improvements in Reservoir Construction, Operation and Maintenance,
London, 2006
Val Kofoed, P.E.
Willowstick Technologies, LLC
President
11814 S. Election Rd., Ste. 100
Draper, UT
84020
United States
vkofoed@willowstick.com
Jerry Montgomery, Ph.D.
Willowstick Technologies
Chief Geophysicist
11814 S. Election Rd., Ste 100
Draper, UT
84020
United States
jrm@willowstick.com
244
Standsicherheitsnachweise an vier algerischen Talsperren
Structural safety assessment of four Algerian Dams
Carsten Könke, Frank Roesler
Abstract
The RWG Ruhr-Wasserwirtschafts-GmbH in Essen, Fichtner GmbH consulting engineers in
Stuttgart and Hamza Associates in Cairo were commissioned to accomplish a detailed
inspection and structural safety assessment of four Algerian dams by the Algerian dam operator
ANBT in 2004. The four dams comprise Bou Hanifia, Djorf Torba, Beni-Bahdel and Meffrouch.
They were particularly innovative dam structures at their construction time. The two last
mentioned dams are multiple-arch dams designed by Alfred Stucky, the rock fill dam of Bou
Hanifia is one of the early dams with a concrete facing and Djorf Torba is a 37 m high concrete
gravity dam. Prior to structural safety assessment, a hydrological and geological examination
and an assessment of possible earthquake loading scenarios had to be done. The results from
numerical simulations done for the structural safety investigation are presented in the following
paper.
Zusammenfassung
Die RWG Ruhr-Wasserwirtschafts-GmbH, ein Tochterunternehmen des Ruhrverbands, aus
Essen hat in einem Konsortium mit dem Ingenieurbüro Fichtner aus Stuttgart und Hamza
Associates aus Kairo im Jahr 2004 von dem algerischen Talsperrenministerium ANBT den
Auftrag erhalten, eine vertiefte Überprüfung und gegebenenfalls Sanierung von vier algerischen
Talsperren durchzuführen. Im Einzelnen handelt es sich hierbei um die Talsperren Bou Hanifia,
Djorf Torba, Beni-Bahdel und Meffrouch. Die vier Talsperren werden durch zur Bauzeit
besonders innovative Absperrbauwerke eingestaut. In den folgenden Ausführungen werden die
an den vier Standorten durchgeführten Standsicherheitsnachweise vorgestellt, die für die
beiden Absperrbauwerke Bou Hanifia und Djorf Torba durch die RWG und für die beiden
Gewölbereihenmauern Beni-Bahdel und Meffrouch durch das Institut für Strukturmechanik der
Bauhaus-Universität Weimar erstellt wurden.
1
Einführung
Neben dem eigentlichen Nachweis der Standsicherheit ist die Bestimmung der hydrologischen
und geologischen Bemessungsgrundlagen sowie der Einwirkungen aus Erdbeben Bestandteil
der vertieften Überprüfung. Die Untersuchungen zur Hydrologie und zur Festlegung von
Bemessungserdbeben an allen vier Standorten sind abgeschlossen, sollen hier aber nicht
näher erläutert werden. Ein geologisches Erkundungsprogramm zur Bestimmung geeigneter
Materialparameter ist vom Auftraggeber bisher nicht umgesetzt worden, gleichwohl bestand der
Wunsch, die verwendeten Berechnungsmodelle durch Verwendung von vorläufigen Materialkennwerten aus der Literatur sowie Erfahrungswerten auf ihre Eignung zu prüfen. Für diesen
Zweck sollten für jedes der vier Absperrbauwerke zumindest die beiden Lastfälle Vollstau und
Bemessungserdbeben nachgewiesen werden, die im Folgenden vorgestellt werden.
245
2
Bou Hanifia
Mit dem Bau des 54 m hohen Steinsetzdammes von Bou Hanifia ist bereits 1930 begonnen
worden. Als Dichtungssystem fungiert eine Oberflächendichtung aus Beton. In Deutschland hat
sich dieses Dichtungssystem erst viel später durchgesetzt und ist beispielsweise an den in den
1950er und 1960er Jahren gebauten Ruhrverbands-Talsperren Henne und Bigge (jeweils mit
einer Asphaltoberflächendichtung) umgesetzt worden. Der Dammkörper besteht aus
Trockenmauerwerk und ist mit einer wasserseitigen Neigung von bis zu 1:0,8 besonders steil
ausgeführt worden.
Die statische Berechnung erfolgte mit der Finite-Elemente-Methode als 2D-Scheibenmodell.
Zunächst wurden aus den Potenzialrandbedingungen und Materialdurchlässigkeiten die
Strömungs- und Auftriebskräfte ermittelt. Diese wurden neben den übrigen Lasten in der
eigentlichen Standsicherheitsberechnung angesetzt.
Für das Trockenmauerwerk wurde vereinfachend das Materialgesetz nach Mohr-Coulomb mit
den Festigkeitsparametern Reibungswinkel M und Kohäsion c und der Berücksichtigung von
plastischen Verformungen bei Festigkeitsüberschreitungen verwendet.
Eine Besonderheit ist die wasserseitige Betonschürze, die mit bis zu 70 m Tiefe den Untergrund
abdichtet. Sie ist mit einer mittleren Ankerkraft von 2000 kN/m vorgespannt. Zur
Berücksichtigung von Relativverschiebungen sind um die Herdmauer sogenannte InterfaceElemente angeordnet worden. Die Modellierung der Außendichtung erfolgte über eine
Kombination von Balken- und Interfaceelementen. Weitere Interfaceelemente wurden in der
Aufstandsfuge angeordnet, um die hier entsprechend geringen Materialkennwerte der Filterund Dränageschicht vorgeben zu können.
Die Berechnungen im Lastfall Vollstau zeigen, dass sich der Damm hauptsächlich zur Luftseite
bewegt und im unteren Drittel der wasserseitigen Böschung aufgrund der Wasserauflast
geringe Setzungen eintreten (Bild 1). Die Herdmauer folgt der Verschiebung des wasserseitigen Dammfußes. Die Bestimmung der ausreichenden Sicherheit erfolgte durch M/cReduktion, wobei für den Lastfall Vollstau der Bruch der luftseitigen Böschung maßgebend
wurde.
3
Djorf Torba
Die bei Bechar am nördlichen Rand der Sahara gelegene Talsperre Djorf Torba wird durch eine
37 m hohe und 762 m lange Betongewichtsmauer, die in der Zeit von 1966-68 errichtet wurde,
mit einem ursprünglichen Stauvolumen von 350 Mio. m³ eingestaut.
Die Standsicherheitsberechnungen wurden mit einem Finite-Elemente-Programm durchgeführt.
Hierzu wurde ein zweidimensionales Scheibenmodell der Staumauer sowie des umgebenden
Untergrundes im Bereich der niedrigeren Überläufe in Talmitte im ebenen Dehnungszustand
diskretisiert.
246
Bild 1:
Bou Hanifia, Vollstau, Verformungen, 250-fach überhöht dargestellt
Zum Abbau des Sohlenwasserdruckes besitzt die Staumauer einen vom unteren Kontrollgang
ausgeführten Injektionsschleier sowie einen dahinter liegender Dränagefächer aus jeweils zwei
Bohrungen. Aus dem gegenseitigen Abstand der Dränagen von 2,50 m resultiert eine
dreidimensionale Durchströmung der Mauer, die im Modell durch einen Versatz der Dränagen
um 1 m zur Luftseite berücksichtigt wurde.
Die eigentliche Berechnung der statischen Lastfälle besteht nunmehr aus drei Teilen. Im ersten
Schritt (Hydraulik) wurden wiederum die Strömungs- und Auftriebskräfte bestimmt. Eine weitere
Belastung der Staumauer ergibt sich aus Temperaturdehnungen, welche in dem massigen
Baukörper Zwang und somit Spannungen hervorrufen. In einem zweiten Rechengang
(Wärmefluss) wurden aus den veränderlichen Randtemperaturen sowie der Wärmeleitfähigkeit
und Wärmekapazität der einzelnen Materialien die Temperaturverteilungen für insgesamt 26
Zeitschritte von jeweils einem Monat ermittelt. Im letzten Zeitschritt wurde die maßgebliche
Temperaturverteilung des Monats Februar berechnet, welche aufgrund negativer Dehnungen
oberflächennahe Zugspannungen erzeugt.
Die Belastungen aus Hydraulik und Wärmefluss wurden im dritten Schritt, der eigentlichen
statischen Berechnung, berücksichtigt. Für den Betonkörper wurde gemäß DIN 19700, Teil 11
ein Materialmodell gewählt, das keine Zugspannungen in vertikaler Richtung zulässt. Für den
Lastfall Vollstau ergaben sich aus der FE-Berechnung zwar geringe Fugenklaffungen, die
Anforderungen der obengenannten Norm hinsichtlich der Begrenzung der Resultierendenausmitte auf den Kernbereich des Staumauerquerschnitts wurden jedoch eingehalten.
Die Berechnung des Lastfalles Bemessungserdbeben erfolgte nach dem Antwortspektrumverfahren, wobei die erste Eigenfrequenz der Struktur bei f = 4,01 Hz liegt. Für die Nachweise
247
wurden die modalen Schnittkräfte aller berücksichtigten Eigenformen über die Quadratsummenregel (SRSS-Regel) verknüpft. Die so ermittelten Vertikalspannungen und Fugenklaffungen erfüllen die bereits genannte Norm, wonach für Bemessungssituationen III die
Außermittigkeit der Resultierenden höchstens ein Drittel der Breite des Staumauerquerschnitts
betragen darf (Bild 2).
Bild 2:
4
Djorf Torba, Bemessungserdbeben, Vertikalspannungen in Schnitten
Gewölbereihenmauern Beni-Bahdel und Meffrouch
Bei beiden Talsperrenanlagen bestehen die Hauptsperren aus Gewölbereihenmauern aus
Stahlbeton. Die Kronenhöhe der Hauptmauern h und der Abstand der die Gewölbeschalen
abstützenden senkrechten Stützscheiben d beträgt h = 55 m und d = 20 m für die Talsperre
Beni-Bahdel und h = 35 m und d = 25,0 m für die Talsperre Meffrouch.
Bei der Sperre Beni-Bahdel sind die vertikalen Tragscheiben im Scheitel 3,00 m dick, an der
Basis 4,80 m. Jede Scheibe ist etwa 55,00 m hoch und an der unteren Basis 57 m lang. Die
Scheiben sind zur Wasserseite hin im Verhältnis b/h = 0,950 geneigt. Auf diese geneigten
Flächen stützen sich quasi halbkreisförmige (Öffnungswinkel 2ĳ = 168o) Kreiszylinderschalenelemente. Die Kreiszylinderschalen sind am oberen Rand 0,62 m und unten 1,20 m dick.
Die Hauptmauer der Stauanlage Meffrouch, die aus Betonfertigteilen erreichtet wurde, ist
insgesamt 581 m lang. Jedes Tonnengewölbe ist eine fast mittig geteilte Kreiszylinderschale
(Öffnungswinkel von 2ĳ = 126°) mit einem Radius von 12,60 m. Die Wandstärke der
Zylinderschale beträgt konstant sowohl über den Radius als auch über die Länge 0,80 m. Die
248
Schalenachsen liegen um 38,9° geneigt gegenüber der Vertikalen. Die Schalenränder liegen
beidseitig auf dreieckförmigen Stützscheiben auf. Die Zylinderschalen sind an ihrem oberen
Ende senkrecht zur Achse geschnitten, so dass sie sich an den Stellen der Auflagerung auf die
Stützscheiben nur wenig, mitten zwischen zwei Stützscheiben aber deutlich über den
Wasserspiegel erheben. Am unteren Ende stützen sich die Schalen auf eine Herdmauer, die
sich im Grundriss kreisförmig gekrümmt zwischen jeweils zwei Stützscheiben spannt. Die
Stützscheiben stehen parallel zueinander im Abstand von 25,00 m und sind konstant 2,50 m
dick, in ihrer Bodenfuge 26,30 m lang und mit ihrer Spitze 15,27 m hoch.
Die Materialkennwerte der Betonmauern sowie die Kennwerte des Untergrunds wurde durch
zerstörungsfreie Prüfungen (Schmidhammer) sowie durch geologische Aufschlüsse, die noch
nicht vollständig abgeschlossen sind, ermittelt.
An beiden Standorten wurden sowohl die Strukturantworten unter statischen Lastfällen (Belastung aus Eigengewicht, hydrostatischem Wasserdruck und Temperaturdifferenzen über die
Schalendicke der Gewölbe) als auch unter dynamischen Belastungen aus einem Bemessungserdbeben mit einer Wiederkehrperiode von 2500 Jahren untersucht. Dabei wurden in Absprache mit den Auftraggebern die deutschen Vorschriften der DIN 19700 und 19702 angesetzt.
Für das numerische Modell wurde in beiden Fällen ein Ausschnitt von drei Gewölbeschalen
einschließlich der stützenden vertikalen Scheiben als Finite-Elemente-Schalenmodell aus der
Gesamtstruktur herausgeschnitten. Die Mauer wurde inklusive des umgebenden Untergrunds in
einer Gesamtlänge von etwa der vierfachen Basislänge der Stützscheiben und einer Tiefe von
etwa der dreifachen Mauerhöhe betrachtet. Zwischen den Fundamenten und dem Untergrund
wurde ein monolithischer Verbund angenommen.
Exemplarisch ist im nächsten Bild 3 die Verteilung der vertikalen Spannungskomponente ızz
[N/m2] für die Staumauer Beni-Bahdel für den Lastfall 3 "Eigengewicht, hydrostatischer
Wasserdruck, Temperaturbelastung und Erdbebenbelastung" gezeigt. Man erkennt, dass selbst
in diesem Lastfall die auftretenden Spannungen gering bleiben, es werden Maximalwerte von
ızz = 14 N/mm2 erreicht. Zu berücksichtigen ist dabei, dass diese Maximalwerte aufgrund
numerischer Singularitäteneffekte beispielsweise an einspringenden Ecken auftreten und für
Bemessungszwecke geglättet werden müssen.
249
Bild 3:
Beni-Bahdel, Verteilung der vertikalen Spannungskomponente ızz [N/m2] im Lastfall
Bemessungserdbeben
Literatur
[1]
Hartung, F.: Eindrücke vom Talsperrenbau in Algerien. In: Der Bauingenieur 31 (1956),
Heft 7, S. 245-257
Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil Carsten Könke
Marienstrasse 15
99423 Weimar
Email: carsten.koenke@bauing.uni-weimar.de
Dipl.-Ing. Frank Roesler
Ruhrverband
Abteilung Talsperrenüberwachung und Geotechnik
Kronprinzenstraße 37
45128 Essen
Email: frank.roesler@ruhrverband.de
250
Innovative Lösungen im Umgang mit der
Alkali-Kieselsäure-Reaktion (AKR) an Wasserbauwerken
Innovative solutions for hydraulic concrete structures damaged by
alkali-aggregate reaction (AAR)
Christian Kubens, Ernst Freyburg, Jochen Stark
Abstract
Damages on concrete structures due to alkali-aggregate reaction (AAR) has become a worldwide problem. The AAR does not only occur on traffic structures which are exposed to de-icing
salts. Damages due to AAR can also be found on hydraulic structures.
In the last decade numerous cases of AAR were found, where the damages did not occur until
20 to 30 years of service life.
This paper shows how AAR is proven on concrete structures. The renovation concepts and their
limitations are described. Test methods for concrete are briefly introduced, such as the accelerated mortar bar test and the performance test. The authors point out the importance of a low
alkali cement (low Na2O equivalent) to prevent AAR.
Zusammenfassung
Schäden an Betonbauwerken infolge der AKR sind ein weltweites Problem, nicht nur an tausalzbeeinflussten Verkehrsbauwerken sondern auch an Wasserbauwerken.
In den letzten 10 Jahren wurden zahlreiche Betonschäden als AKR-Schäden nachgewiesen,
deren zerstörende Wirkung oft erst nach 20 bis 30 Jahren auftrat.
Der Nachweis der AKR und die Instandsetzung werden erläutert, mit dem Mörtelschnelltest
sowie Performance-Test werden Prüfverfahren zur Bewertung von Betonrezepturen benannt.
1
Die AKR an Wasserbauwerken in Thüringen und Sachsen
Im Zusammenhang mit der Dauerhaftigkeit von Betonbauwerken spielt die Alkali-KieselsäureReaktion (AKR) eine wesentliche Rolle. Schäden an Betonbauwerken unter Mitwirkung der AKR
sind ein weltweites Problem. In den letzten 10 Jahren hat die Analyse von mehr als 60
Schadensfällen im Finger-Institut der Bauhaus-Universität Weimar gezeigt, dass daran
Wasserbauwerke mit fast 40 % beteiligt sind. Im Raum Thüringen/Sachsen sind beispielhaft zu
nennen die Talsperre Zeulenroda (Bj. 1968/75, Schäden an der HWE), die Talsperre
Lichtenberg (1966/75, Entnahmeturm), das Rückhaltebecken Meerchen/Gößnitz (1967/69,
Tosbecken), die Talsperre Windischleuba (1951/1953, Entlastungsbauwerk) und das Rückhaltebecken Regis-Serbitz (1958-1960, Verteilerbauwerk, Bild 1). In drei der genannten fünf
Fälle sind als Beton-Gesteinskörnungen mitteldeutsche Tertiärkiese mit hohen Anteilen an
Stressquarz und geringen Anteilen an Kieselschiefer und Flint verwendet worden. Als
Bindemittel kamen überwiegend hüttensandhaltige Zemente zum Einsatz, die heute etwa der
251
Qualität CEM II/B-S entsprechen. Die Zuschläge sind in die Gruppe langsam und spät
reagierender Gesteinskörnungen (Slow late – Gesteine) einzuordnen. Diese Situation hat
zusammen mit den hüttensandhaltigen Zementen dazu geführt, dass die Schäden zwar nicht
ausgeblieben, vergleichsweise aber langsam abgelaufen sind. In den Fällen Lichtenberg und
Zeulenroda waren alkalireiche Portlandzemente (heute CEM I) eingesetzt, außerdem sind
alkalireaktive Gesteinskörnungen Granitsplitt und Elbekies (Lichtenberg) bzw. neben nicht
reaktivem Diabassplitt ein nordostdeutscher Kies mit Flint und Opalsandstein (Zeulenroda)
eingesetzt worden.
Bild 1:
2
Verteilerbauwerk Regis-Serbitz Widerlager Nord, Detail Betonschadstelle,
Risse < 10 mm, F1-2, Ablagerung s, Farbe w, Abplatzungen
Grundlagen und Nachweis der AKR
Zum Ablauf einer AKR [1] sind die in einem Wasserbauwerk immer vorhandene Feuchte,
reaktive Gesteinskomponenten (Flint, Opalsandstein, Kieselschiefer, Kieselkalk, Rhyolithe,
Grauwacken, Quarzit, Stressquarz, einige Granite) und Alkalihydroxide notwendig. Letztere
stammen aus den verwendeten Bindemitteln oder werden von außen (z. B. durch Meerwasser
oder Taumittel) in das Bauwerk eingetragen. Die in der Porenlösung des Betons vorhandenen
hohen pH-Werte sind für die Löslichkeit der reaktiven SiO2-Komponenten in den Gesteinen
verantwortlich. Die Reaktion führt zur Bildung quellfähiger gelartiger Reaktionsprodukte in Form
von calciumhaltigen Alkalisilikathydraten. Dabei kommt es zum Aufplatzen der Gesteinskörner,
wobei sich dort entstandene Mikrorisse in der Betonmatrix fortsetzten und diese zerstören. Das
entstandene Gel infiltriert die Zementsteinmatrix, füllt vorhandene Porensysteme aus und führt
zu Treiberscheinungen. Die AKR ist deswegen eine Langzeitreaktion, weil immer neues
Alkalihydroxid entsteht, solange im System Calciumhydroxid vorhanden ist. Daher zielen vor-
252
beugende Maßnahmen (z.B. Einsatz von Puzzolanen) auch darauf ab, dieses Calciumhydroxid
anderweitig zu binden.
Es kann zweifelsfrei nachgewiesen werden, ob in einem Bauwerk eine AKR abgelaufen ist oder
nicht. Im einfachen Stereo-Lichtmikroskop können Reaktionsprodukte und Mikroriss-Systeme
erkannt werden. Im Beton-Dünnschliff (Großformat 6 x 10 cm) sind im Polarisationsmikroskop
Mikrorisse bis zum verursachenden Gesteinskorn zu verfolgen (Bild 2). Schließlich werden im
Rasterelektronenmikroskop die Reaktionsprodukte abgebildet und deren genau Zusammensetzung mittels ESMA ermittelt. Aus den Analysen mehrerer 100 Einzelproben ergibt sich eine
mittlere Zusammensetzung mit 56,9 % SiO2, 27,8 % CaO, 11,6 % K2O und 4,3 % Na2O. Das
Verhältnis K2O : Na2O entspricht der Situation in den meisten deutschen Portlandzementen. Die
genannte Verfahrensweise hat sich sowohl bei der Diagnose von Schäden als auch in
gerichtlichen Streitfällen bewährt.
Bild 2:
RHB Regis-Serbitz: Beton Verteilerbauwerk Trennmauer rechts, AKR-geschädigtes
Gefüge, Stressquarz-Gesteinskorn (Q) mit Rissbildung, Rissfortsetzung in der
Betonmatrix (B), Gelansammlung im Riss (Pfeil), Dünnschliff-Aufnahme, lange
Bildkante = 1,2 mm
Im Zusammenhang mit Fragen der Bauwerksprognose und der Bewertung des Erfolges einer
Instandsetzung ist zu empfehlen, eine vorhandenes Restdehnungspotential und die
verbleibende Restdruckfestigkeit bzw. Spaltzugfestigkeit zu ermitteln. Dazu werden Bohrkerne
bei > 99 % r.F. und 40 °C in einer Nebelkammer über 270 Tage gelagert. Die als kritisch zu
beurteilende bzw. für eine schädigende AKR maßgebliche Restdehnung liegt bei 0,8 mm/m.
Bild 3 zeigt die Ergebnisse für die Betonkerne Regis – Serbitz und Lichtenberg. Während das
Kriterium für Regis – Serbitz bei Restdruckfestigkeiten um 35 N/mm2 nicht erreicht wird, ist es
für Lichtenberg mit allen Proben überschritten worden. Daraus lässt sich sowohl die
Instandsetzungsfähigkeit von Bauteilen, aber auch die Dringlichkeit von Maßnahmen ableiten.
253
Bild 3:
3
Restdehnung von Betonbohrkernen RHB Regis-Serbitz und TS Lichtenberg nach 270
Tagen Nebelkammerlagerung
Empfehlungen für die Instandsetzung, Instandsetzungskonzepte
Aus der Kenntnis des Mechanismus der AKR müsste abgeleitet werden, den Feuchteeintrag zu
unterbinden oder zu minimieren, was bei einem Wasserbauwerk meist nicht möglich ist. Die
jeweilige Schadensanalyse führt zu der Empfehlung, Bauteile entweder abzutragen, zu erhalten
oder durch vorgesetzte Schalen zu schützen. Im Fall des Direktkontaktes sollten im neuen
System alkaliarme Zemente (CEM I mit < 0,6 % Na2O-Äqu. oder fein aufgemahlene CEM IIIQualitäten) eingesetzt werden.
Ein gelungenes Beispiel für eine anspruchsvolle Betoninstandsetzung eines AKR-belasteten
Bauwerkes ist das Hochwasserrückhaltebecken Regis und dort das Wehr Regis mit dem
Verteilerbauwerk.
Die augenscheinlich von der AKR befallenen Bauteile wie die Brücke über die
Hochwasserentlastung, die Pfeilerköpfe und Brückenauflager wurden mit ihrem typischen
Schadensbild, u. a. mit Rissbreiten von 5 – 10 mm und Rissabständen im dm-Bereich eindeutig
dem nicht instandsetzungsfähigen, bereits entfestigtem Beton zugeordnet und mussten
abgebrochen werden, weil die Betonzerstörung offensichtlich war.
Weitergehende Untersuchungen haben wir an den augenscheinlich nur geringer geschädigten
Pfeilern, Widerlagern und Flügelmauern durchgeführt.
Wir haben nach Vorlage der qualitativen AKR-Nachweise dem AG empfohlen, den quantitativen
Nachweis durch Beauftragung der neun Monate dauernden Nebelkammer- Untersuchungen zu
führen, um eine Entscheidungsgrundlage für die Frage Abriss und Neubau oder Instandsetzung
zu gewinnen.
Das Ergebnis hat sich gelohnt. Es hat sich im Versuch erwiesen, dass die als instandsetzungsfähig eingeschätzten Betonbauteile nur eine noch unkritische Restdehnung von 0,6
mm/m aufwiesen und über ausreichende Restdruckfestigkeiten und Spaltzugfestigkeiten verfüg-
254
ten, so dass wir die Bauteile mit Beton und Spritzbeton nach ZTV-W LB 219 instandsetzen
konnten. Als Bindemittel wurde CEM I 42,5 R-HS, C3A-frei, NA-arm verwendet.
Die Bilder vom instandgesetzten Bauwerk zeigen die Fachkunde der ausführenden Fachfirma
für Betoninstandsetzung.
4
Vermeidung von AKR-Schäden an neuen Wasserbauwerken
und Instandsetzungen
Mit der z. Z. gültigen Alkali-Richtlinie des DAfStb [2] werden alle Flint- und Opalsandsteinhaltigen Kiese Norddeutschlands und Grauwacken aus der Lausitz sicher erfasst. Eine
überarbeitete und 2007 erscheinende Neufassung berücksichtigt darüber hinaus u.a. gebrochene Rhyolithe, Grauwacken (und Kiese, die diese Komponenten enthalten) sowie Recycling- und
Importmaterial. Das Problem besteht aber darin, dass z.B. die oben beschriebenen mitteldeutschen Kiese nicht eingestuft bzw. geprüft werden können, wenn nicht Bauwerksschäden
bekannt sind. Am FIB Weimar wird daher neben einer intensiven petrographischen Bewertung
der jeweiligen Gesteinskörnung die Verfahrensweise praktiziert, sowohl die Gesteinskörnung
als auch die vorgesehene Betonrezeptur mit speziellen Prüfverfahren zu bewerten [3]. Dies
erfolgt in einem Mörtelschnelltest, bei dem jede Gesteinsfraktion aufbereitet und in Mörtelprismen verarbeitet wird, wobei das Alkaliniveau durch NaOH-Zugabe im Anmachwasser auf
2,5 % Na2O-Äqu. gebracht wird. Nach Lagerung bei 70 °C über Wasser wird über 28 Tage die
Dehnung gemessen, das Kriterium liegt bei 1,5 mm/m. Die konkrete Betonrezeptur wird in
einem Performance-Test mit Betonbalken in einer speziellen Klimakammer geprüft. Der Test
umfasst mindestens 6 Zyklen mit jeweils 21 Tagen, darin enthalten sind Trocknung, Nebel und
Frost/Tauwechsel. Eine Überschichtung mit Wasser oder einem speziellen Taumittel ist
möglich. Diese Verfahrensweise hat sich bei der Vorbereitung aktueller Verkehrsbauwerke
bewährt und ist auch beim Neubau oder der Instandsetzung von Wasserbauwerken zu
empfehlen.
Die Instandsetzung der Wasserseite der Staumauer der Talsperre Bleiloch in 2006 führte zu
umfangreichen Betontechnologischen Voruntersuchungen. Die Staumauer weist keine AKR auf,
sie ist mit einer Gesteinskörnung aus Diabas betoniert.
Die Wasserseite wies jedoch erhebliche Frostschäden auf, die bei abgesenktem Wasserspiegel
mit einer neuen Vorsatzschale aus Spritzbeton instandgesetzt wurden.
Der Altbeton der Staumauer erforderte aufgrund seines Bindemittels Thurament, heute einem
CEM III vergleichbar, den Einsatz von HS-Bindemittel zum Nachweis der Verträglichkeit.
Bei der Bearbeitung des Betonierkonzeptes war neben dieser Randbedingung jedoch die AKRVerträglichkeit der im Spritzbeton verwendeten Gesteinskörnungen mit dem vorgesehenen
CEM I zu prüfen. Dabei stellte sich heraus, dass die im Ausgangsgemisch des Baustofflieferers
enthaltenen Kiese 2/8 und 8/16 mm im AKR-Mörtelschnelltest kritische Dehnungen erbrachten.
Ein später AKR-Schaden konnte somit nicht sicher ausgeschlossen werden.
Gemeinsam mit Auftraggeber Vattenfall, Auftragnehmer SBN und dem Finger-Institut der
Bauhaus-Universität haben wir für das Betonierkonzept folgende Maßnahmen veranlasst:
255
Ersatz der Kiesfraktion 8/16 durch ein Vorkommen mit unkritischen Ergebnissen im Mörtelschnelltest,
Austausch des CEM I 42,5 R-HS gegen einen CEM I 42,5 R-HS/NA.
Mit diesen Maßnahmen konnte dem Bauherrn eine dauerhafte Betoninstandsetzung
gewährleistet werden, die auch die Gefahr eines späten AKR-Schadens im neuen Spritzbeton
mit Sicherheit ausschließt.
Literatur
[1]
Stark; J.; Wicht, B.: Dauerhaftigkeit von Beton – Der Baustoff als Werkstoff. Basel: Verlag
Birkhäuser, 2001.
[2]
Deutscher Ausschuß für Stahlbeton – DAfStb – Richtlinie Vorbeugende Maßnahmen
gegen schädigende Alkalireaktion im Beton (Alkali – Richtlinie), Ausgabe Mai 2001
[3]
Stark, J. et al.: AKR – Prüfverfahren zur Beurteilung von Gesteinskörnungen und
projektspezifischen Betonen. In: beton 56 (2006) Heft 12, S. 574-581.
[4]
Kubens, Ch. Bestandsaufnahmen und Begutachtung von geschädigten
Wasserbauwerken sowie Planung und Prüfung von Betonierkonzepten an zahlreichen
Vorhaben in Thüringen, Sachsen und Sachsen-Anhalt (unveröffentlicht).
Dipl.-Ing. Christian Kubens
Rothenburger Straße 241
90439 Nürnberg, Germany
christian.kubens@kubens-Ingenieure.de
Dr. Ernst Freyburg
Coudraystraße 11
99421 Weimar, Germany
Prof. Dr. Jochen Stark
Coudraystraße 11
99421 Weimar, Germany
jochen.stark@bauing.uni-weimar.de
256
New spillway at the Esch-sur-Sûre Dam – Luxembourg
Die neue Hochwasserentlastung der Staumauer Esch-sur-Sûre –
Luxemburg
Philippe Lazaro, Guy Toussin, Gilles Didier, Sébastien Erpicum
Abstract
The 50 m high arch dam of Esch-sur-Sûre, built on the River Sûre between 1956 and 1957, is
located 1.2 km upstream of the town of Esch-sur-Sûre in the north west of Luxembourg.
The dam is not equipped with a surface spillway. Consequently, the construction of a new
surface spillway was considered necessary.
The new spillway design consists of building two labyrinth weirs discharging into a spillway
tunnel passing under the left dam abutment. The design discharge of the new spillway is 400
m3/s.
Zusammenfassung
Die 50 m hohe Staumauer Esch-sur-Sûre, die in den Jahren 1956 und 1957 im Fluss Sûre
erstellt wurde, befindet sich etwa 1.2 km flussaufwärts des Dorfes Esch-sur-Sûre in der nordwestlichen Region von Luxemburg. Beim Bau der Staumauer wurde kein Hochwasserüberlauf
vorgesehen. Um die Hochwassersicherheit zu verbessern, ist die Erstellung einer neuen
Überlaufschwelle vorgesehen.
Das projektierte Bauwerk besteht aus zwei Labyrinthwehren, von welchen das Wasser in einen
Entlastungstunnel unter dem linken Staumauerwiderlager abgeführt wird. Der Bemessungsabfluss der neuen Hochwasserentlastung beträgt 400 m3/s.
1
Introduction
The Esch-sur-Sûre arch dam, designed by the french engineer Coyne, was built between 1956
and 1957 on the river Sûre, 1.2 km upstream of the small town Esch-sur-Sûre in the north west
of Luxembourg. It’s maximum height is 50 m and the crest is 170 m long between the two
massive buttresses which constitute the abutments of the arch. The design of the dam was
particularly bold (Figure 1) with the purpose to minimize the volume of concrete. Thus, the
thickness of the arch is only 1.50 m at the crest and 4.50 at the base. The crest, which is
constituted of prefabricated elements anchored to the dam, include two road lanes.
257
Figure 1: Central cross section of the Esch-sur-Sûre dam.
The small dams located downstream of the Esch-sur-Sûre Dam provide a sound regulation of
the river discharge and an appropriate control of the water level at the town of Esch-sur-Sûre in
normal conditions.
The dam foundation is mainly constituted of hard and sound Schist and Quartzitic Sandstone of
Devonian age.
The drainage area at Esch-sur-Sûre amounts to approx 428 km2, two third of which are in
Belgium. The dam impounds a reservoir of approx. 59 mill.m3 (total storage capacity), which is
mainly used for drinking water, flood protection, flow regulation during the dry season, power
generation and for touristic and recreational activities.
The reservoir is approx. 19 km long and its surface is 3.50 km2. The dams of Pont Misère and
Bavigne, located at the reservoir tail, allow the upstream water level to be maintained above a
minimum level to preserve the site (environmental and touristic aspects).
The powerhouse, located at the toe of the dam, is equipped with two 5 MW Francis units with a
total discharge of 25 m3/s. The average annual energy generation is approx. 16 GWh/year.
258
Currently, floods are evacuated downstream of the dam through the two bottom outlets located
at the central cantilever (Figure 1), noting that the dam is not equipped with a surface spillway.
The bottom outlets are controlled by two 3.50 m wide and 2.75 m high radial gates with a total
capacity of 450 m3/s. The current discharge capacity of the dam is not sufficient to meet the
updated flood safety requirements, in particular if we consider the possibility that one or both
gates could fail to open during the flood due to power failure, gate jamming or human error.
The flood control volume between el. 320.0 m a.s.l. (N.W.L.) and 322.0 m a.s.l. (M.W.L)
amounts to approx. 7 Mm3. During winter, the normal water level is lowered by 3 m in order to
increase the flood control capacity by 9 mill.m3 and to improve the dam safety. Hence, 35% of
the reservoir capacity is reserved for flood mitigation during the winter months.
The hydrologic regime of the River Sûre shows regularly decreasing discharge during the
summer and very high values during the winter. The largest floods occur mainly in January and
they are characterized by large incoming volumes, peak discharges and long durations. Three
significant floods, with return periods of up to 50 years, were observed during the period 1990 to
1995.
Current reservoir operations during flooding have been established in order to meet dam safety
requirements and to protect the town of Esch-sur-Sûre against dam overtopping. Therefore, the
flood discharge evacuated downstream of the dam is limited to 95 m3/s as long as possible.
This value corresponds to the maximum capacity of the river Sûre at the town of Esch-sur-Sûre.
However, if the reservoir level reaches el. 320.0 m a.s.l. the outflow has to be increased
significantly up to the total capacity of the bottom outlets (450 m3/s) in order to avoid the
overtopping of the dam.
2
New spillway at the Esch-sur-Sûre dam
2.1
Foreword
The floods observed over the period 1990 to 1995 justified the review of the hydrological data of
the River Sûre at the dam site and a reassessment of dam safety.
This analysis carried out in 1995, led to the conclusion that both the volume and the peak
discharge of floods associated with different return periods have significantly increased. The
main consequences are that the current discharge capacity of the dam is insufficient to cope
with current safety standards and that the town of Esch-sur-Sûre is threatened by frequent
flooding.
Based on these conclusions, the Administration des Ponts et Chaussées appointed Lombardi
Engineering Ltd to carry out prefeasibility and feasibility studies for a new surface spillway at the
dam and for a flood relief tunnel bypassing the town of Esch-sur-Sûre (Figure 2) [1]. In fact,
although the dam rehabilitation project provides a better flood routing effect and therefore a
reduction in the flow, it is still insufficient to ensure adequate flood protection of the town.
259
Figure 2. General layout of the new spillway at the Esch-sur-Sûre dam and the flood relief
tunnel in the town of Esch-sur-Sûre.
In this configuration, the new spillway will safely evacuate flood discharges through a tunnel
passing under the left abutment of the dam, while the 142 m long flood relief tunnel, bypassing
the town of Esch-sur-Sûre, will increase the global capacity of the river across the meander.
2.2
Main project features
The total capacity of the dam has to be increased significantly to match the flood safety
requirements. Moreover, the dam is not equipped with a surface spillway (flood safety concern).
As a result, the construction of an uncontrolled surface spillway was considered necessary.
The spillway is constituted of two 37.5 m long labyrinth weirs located on the left abutment close
to the dam. The labyrinth optimized geometry allows to minimize the volume of excavation and
therefore to reduce the visual impact of the project. The crest of the weirs is situated at el.
320.70 m a.s.l., that is to say 70 cm above the current N.W.L. The spillway, designed to
evacuate the 10'000 year return period flood of 650 m3/s considering a single bottom outlet in
operation (250 m3/s) and the reservoir at the M.W.L. (323.00 m a.s.l.), will be equipped with a
debris boom to keep the floating debris off its crest. The spilled water is discharged downstream
of the dam through a gallery passing under the abutment. The junction of the two labyrinth weirs
is located at the top of the inclined shaft. Both the headrace and the tailrace tunnels have the
same dimensions (B x H = 6.15 m x 6.40 m) and are lined with concrete to ensure good flow
conditions and to avoid erosion damage. The circular inclined shaft, which has an internal
diameter of 6.15 m, is also lined with concrete. The asymmetrical flip bucket has been designed
to ensure good flow restitution conditions to the river in all operation conditions. More detail
regarding the hydraulic design of the spillway and physical model investigation are given
hereafter.
The increase in the total discharge capacity will allow the maximum water level to be raised by 1
m up to el. 323.0 m a.s.l. in order to increase the flood protection capacity by approx. 3.5 Mm3.
260
Both the increase of the spillway capacity and the rise of the maximum water level will lead to a
reduction of the peak outflow discharges during severe floods, thus contributing to flood
protection of the towns downstream of the dam.
The design of the new spillway meets the following requirements:
1. guaranteeing the operational safety of the spillway;
2. avoiding any loss of agriculture surfaces;
3. avoiding the loss of power generation capacity and drinking water;
4. limiting visible structures (mitigation of environmental impacts).
Figure 3: General layout and longitudinal section of the new spillway at the Esch-sur-Sûre
Dam.
261
2.3
Physical model investigation
The hydraulic behavior of the new spillway has been tested at the Laboratory of Hydraulic
Constructions of the University of Liege using a physical model downscaled at 1:26.19 (Froude
similarity). The main goals of this physical investigations were to validate the discharge capacity
of the design, to assess the flow characteristics inside the galleries and the shaft for all the
operation conditions and to improve the ski jump design regarding scouring risks in the
downstream natural river bed.
Characteristics of the physical model
The model represented a part of both the upstream reservoir and the downstream natural river,
linked together by the complementary spillway structure. The projected geometry of the galleries
and the shaft has been built with very slight geometric simplifications, using mainly plastic
transparent materials. In particular, the complex transition from rectangular to circular section
has been manufactured using the stereolithography (rapid prototyping method). This technique
provides quick and accurate representation of any complex 3D shape.
At the downstream of the ski jump, the natural river bed has been modeled with movable
granular coarse materials (7-14 or 14-20 mm) to allow a qualitative study of the scouring effects
due to flood releases.
The upstream boundary condition was the flood discharge, measured with an electromagnetic
flow meter, and the downstream boundary condition was the water level regulated by a moving
sill. An additional discharge representing the bottom outlets could also be injected in the
downstream river. The model was equipped with several measurement devices to control the
flow parameters.
Discharge capacity and inner flow condition
The discharges from 51 to 512 m³/s have been injected in the model to assess the efficiency of
the labyrinth sills and to evaluate the evacuation capacity of the galleries and the shaft.
For these tests, the discharge coefficient for both sills increased from 0.409 for 51 m³/s up to
0.428 for 151 m³/s. It decreased then to 0.382 for 512 m³/s. The labyrinth sills behaved thus
very well. They were able to release the flood discharge of 400 m³/s for a reservoir elevation
lower than the M.W.L. (323.0 m a.s.l.).
Regarding the galleries and the shaft, their dimensions needed to be increased to allow the
release of the design discharge under free surface flow conditions. In order to take these
geometric modifications into account, only the scale ratio of the model has been modified from
1:26.19 to 1:29.33. The shaft has been shortened to fulfill the global chute requirements.
Important banking effects have been observed in the curved galleries, with the observation of
small shock waves for the smaller discharges. Nevertheless, the flow in the shaft was always
satisfactory, i.e. free surface one, thanks to an anti-clockwise rotation of the flow initiated by the
interaction between the jets from the two upstream galleries.
262
Ski jump design
Initially, the ski jump resulted with a rise in the topography of the downstream gallery. This step,
equal to 2.19 m, prevented the gallery to be flooded for high water levels in the river when the
two bottom outlets were opened. It produced also important energy dissipation for high
discharge through the spillway. For discharges through the spillway below 100 m³/s, a hydraulic
jump was established in the gallery. For higher floods, the ski jump behaved well but the
downstream jet was falling close to the river left bank.
A new geometry has been designed in order to prevent any hydraulic jump upstream of the
structure and to move the falling jet away from the river left bank. To avoid any flooding of the
gallery for high water levels in the river, the lowest point of the structure has also been raised
and in parallel the shaft was shortened. The best solution consisted in a non symmetrical ski
jump design regarding the gallery axis: the highest point of the flip bucket was on the left side in
order to turn the jet away from the river bank and the lowest point, on the right side, allowed the
release of small discharges without the formation of any hydraulic jump.
The shape and the levels of the ski jump have been refined to reach the better compromise
between energy dissipation, scouring location and small discharges release. Finally, the flip
bucket height was 4 m on the left side and 50 cm on the right side with a radius of 15 m.
2.4
Work schedule
The construction of the new spillway is scheduled to be completed within a period of 17 months.
The initial construction activities include the construction of two cofferdams during the dry
season. The first one in the reservoir upstream of the labyrinth weirs and the second one at the
toe of the dam close to the outlet structure. Thus, the excavation and the concreting works can
be performed with a full reservoir during the flood period. Afterwards, a short access tunnel to
the headrace tunnel and to the labyrinth weirs will be excavated. This tunnel will be used for
inspection and maintenance works once the spillway completed. The excavation will be carried
out by means of roadheader and not by drilling and blasting in order to protect the dam body
against any eventual damage. The tailrace tunnel and the outlet structure will be executed
directly from the dam toe.
3
Conclusion
The construction of new spillway at the Esch-sur-Sûre dam will increase significantly its
discharge capacity in compliance with current flood safety requirements. It will also help to
protect the towns downstream against flooding by reducing the peak outflow with respect to the
current situation.
Although the dam rehabilitation project allows an increase in the flood routing effect and
therefore a reduction of the outflow, it is still insufficient to ensure adequate flood protection to
the town of Esch-sur-Sûre, which is located 1.2 km downstream of the dam. So, the project also
includes the construction of a flood relief tunnel bypassing the town, which will increase the
global capacity of the river reach at the vicinity of the town.
263
Literature
[1]
Lazaro Ph.; Toussin G.: Flood relief project at Esch-sur-Sûre. 3rd International Symposium
on Integrated Water Resources Management - Bochum, Germany 2006.
Philippe Lazaro, Dip. Civil Eng. EPFL
Lombardi Engineering Ltd
Chief Hydraulic Engineer
Via R. Simen 19
6648 Minusio-Locarno, Switzerland
philippe.lazaro@lombardi.ch
Guy Toussin, Dip. Civil Eng
Division des Ouvrages d'Art, Administration des Ponts et Chaussées – Luxembourg
Head of the division
43, bd G.-D. Charlotte
2018 Luxembourg, Luxembourg
guy.toussin@ pch.etat.lu
Gilles Didier, Dip. Civil Eng
Division des Ouvrages d'Art, Administration des Ponts et Chaussées – Luxembourg
Chief Civil Engineer
43, bd G.-D. Charlotte
2018 Luxembourg, Luxembourg
gilles.didier@ pch.etat.lu
Sébastien Erpicum, Ph.D.
University of Liege – ArGEnCo – MS²F – HACH
Laboratory of Hydraulic Constructions
B52/3 – 1 Chemin des Chevreuils
4000 Liège, Belgium
s.erpicum@ulg.ac.be
264
Hochwasser- und Klimaschutz in Bayern
Flood- and Climate-Protection in Bavaria
Wolfgang Lazik
Abstract
Climate change has made the storage of water a highly topical issue. Due to the increase in
demand for retention areas the State has to secure all long-term options for potential water
retention sites. In keeping with a policy of precautionary action and adaptation to climate
change it is necessary to examine on the basis of impact analyses all existing and potential
retention and storage possibilities with regard to how the water regime can be balanced in
future using a new generation of barrages and reservoirs, individually or also in a network with
existing retention areas.
Zusammenfassung
Die Klimaänderung macht die Speicherung von Wasser hoch aktuell. Weil der Bedarf an
Rückhalteraum steigt, muss sich der Staat alle langfristigen Optionen für potenzielle Standorte
zur Rückhaltung sichern. Gemäß einer Klimapolitik der Vorsorge und Anpassung sind alle
vorhandenen und denkbaren Rückhalte- und Speichermöglichkeiten mit Hilfe von Wirkungsanalysen daraufhin zu überprüfen, wie eine neue Generation von Talsperren und Speichern
einzeln oder im Verbund auch mit bestehenden Rückhalteräumen den Wasserhaushalt künftig
noch ausgleichen kann.
1
Hochwasserschutz und Klimaschutz eng miteinander verzahnt
„Rettet Dresden - Trinkt mehr Wasser!“ - ein Sprayer-Kommentar zum Elbe-Hochwasser! Daran
ist grundsätzlich richtig: Ein wie auch immer zurückgehaltenes Hochwasser macht keinen
Schaden. Auch in Bayern hat sich der Hochwasserrückhalt bestens bewährt. Nicht durch
Wassertrinken natürlich, aber z. B. durch den Sylvensteinspeicher: Dank der Speicherung von
52 Mio. m³ Wasser im August 2005 wurde das Hochwasser in München knapp um die Hälfte
gekappt und eine Flutkatastrophe, schlimmer als 1940, verhindert.
Das Thema Hochwasser hat sich damit nicht erledigt. 1999, 2002, 2005 - Innerhalb von
7 Jahren 3 Katastrophenhochwasser in Bayern! Ist das Zufall oder in Zukunft die Regel?
Fakt ist: Unser Klima wird wärmer, verursacht vor allem vom Menschen, und das steigert die
Dynamik des Wasserhaushalts. Das Klimaforschungsprojekt (KLIWA) macht hierzu konkrete
Prognosen für Bayern und Baden-Württemberg. Wasserwirtschaft, Hochwasserschutz und
Klimaschutz sind heute enger miteinander verzahnt denn je.
2
Klimaschutzpolitik in Bayern
Diesen Herausforderungen setzt Bayern neue klimapolitische Schwerpunkte entgegen. Das
bayerische Kabinett hat in einer Kabinettsklausur zum Thema Klimaschutz am 24. April 2007
265
auf der Zugspitze beschlossen, das Bayerische Klimaschutzkonzept aus dem Jahr 2000 zu
einem Klimaaktionsplan Bayern 2020 fortzuentwickeln. Hierzu wurden ein Klimarat sowie ein
eigener Kabinettsausschuss zur Koordinierung der Klimafragen und der weiteren Intensivierung
der Klimaforschung in Bayern eingerichtet.
3
Hochwasserschutzpolitik in Bayern - HochwasserschutzAktionsprogramm 2020
Generell baut der bayerische Klimaschutz auf dem dualen Prinzip „Reduktion und Anpassung“
auf:
1. konsequente Verminderung der Treibhausgas-Emissionen und
2. Anpassung an die unvermeidbaren Auswirkungen des Klimawandels.
Das wichtigste Standbein der Anpassungsstrategie ist ein integrierter Hochwasserschutz.
Bayern hat bereits 2001 dazu ein Programm mit einer Laufzeit von 20 Jahren und einem
Gesamtvolumen von 2,3 Mrd. € aufgelegt, das Hochwasserschutz-Aktionsprogramm 2020.
Nach dem August-Hochwasser 2005 wurden die Finanzmittel dafür von rd. 115 Mio. €/a auf 150
Mio. €/a für 2006 bis 2008 aufgestockt.
Die drei Handlungsschwerpunkte des Programms sind:
- natürlicher Rückhalt,
- technischer Hochwasserschutz und
- Hochwasservorsorge.
3.1 Natürlicher Rückhalt
Zum Hochwasserschutz wird erstens auf die Rückhaltung in der Fläche, also möglichst nah am
Ort des Entstehens und daher auf eine umfassende Reaktivierung von natürlichem Rückhalteraum gesetzt. Mittels Renaturierung von 2 500 km Gewässerstrecke und 10 000 ha Uferfläche
sollen rd. 6 Mio. m³ zusätzliches Rückhaltevolumen geschaffen werden. Realisiert sind rd. 550
km Gewässerstrecke mit 1 450 ha Uferfläche. Den Zielen der ökologischen Verbesserung, des
Rückhalts und der Flächensicherung dienen auch die Gewässerentwicklungskonzepte. Sie
liegen für 59 % der Gewässer 1. und 2. Ordnung in Bayern vor, weitere 18 % sind in Bearbeitung.
3.2 Technischer Hochwasserschutz
Um Menschen und Sachwerte zu schützen, sind zweitens auch technische Schutzbauwerke
unverzichtbar. Hierzu gehören die Nachrüstung bestehender Deiche, ein Flutpolderkonzept und
Retentionsmaßnahmen in der Fläche an Gewässern 3. Ordnung. Bei der Planung neuer
Schutzbauten wird ein so genannter Klimaänderungsfaktor, d. h. ein Zuschlag von 15 % auf das
Bemessungshochwasser berücksichtigt. Durch Investitionen von fast 210 Mio. € wurden seit
1999 rd. 272 km Deiche saniert, weitere sieben gesteuerte Flutpolder sind im Bau oder in der
Planung. Gefördert wurden 124 kommunale Hochwasserrückhaltekonzepte, 36 davon sind in
der Umsetzung. In Bau sind zwei weitere staatliche Talsperren zu den vorhandenen 23: der
Drachensee bei Furth im Wald und der Goldbergsee bei Coburg.
266
3.3 Hochwasservorsorge
Drittens soll das verbleibende Restrisiko so genannter Katastrophenhochwasser minimiert
werden. Dazu werden bis 2008 die Überschwemmungsgebiete für ein HQ100 an Gewässern 1.
und 2. Ordnung sowie an wichtigen Gewässern 3. Ordnung ermittelt, um wertvollen Rückhalteraum entlang der Gewässer zu sichern und neue Schadenspotenziale zu verhindern.
Für die Hochwasservorhersage als zentrales Informations- und Steuerinstrument wurde die
Datenbasis weiter verbessert. Von fast 90 % der 620 Pegel in Bayern können die Daten per
Fernübertragung abgerufen werden, ebenso die Daten von rd. 675 Messstellen für den
Niederschlag. Für das Donau- und Maingebiet wurden die Hochwasservorhersagemodelle
weiter ausgebaut. Nicht zuletzt stehen den Bürgern Internetdienste einschließlich einer Checkliste mit wichtigen Hinweisen über Vorsorgemaßnahmen und das richtige Verhalten bei Hochwasser zur Verfügung.
4
Künftige Bedeutung der Rückhalte- und Speicherräume
Die Speicherung von Wasser in Talsperren oder Rückhalteräumen ist unter dem Vorzeichen der
Klimaänderung aktuell wie nie. Bayern verfügt mit den staatlichen Speichern derzeit über einen
Gesamtspeicherraum von rd. 500 Mio. m3, 185 Mio. m3 davon für den Hochwasserrückhalt plus
143 Mio. m3 für die Niedrigwasseraufhöhung. Hinzu kommt der nichtstaatliche Energiespeicher
Forggensee mit 166 Mio. m3.
Bei den letzten Extremereignissen, insbesondere im August 2005 mit Abflüssen bis zu HQ300,
örtlich sogar bis HQ500, waren die Hochwasserspeicher und Talsperren entscheidend für den
Schutz vor Überschwemmungen. Bald danach wurden sie für ein Dürremanagement benötigt,
um z. B. durch Wasserabgabe aus dem Sylvensteinspeicher den Wasserabfluss in der Isar zu
sichern. Als unmittelbare Konsequenz wurde durch eine geänderte Bewirtschaftung am
Sylvensteinspeicher, am Walchensee und am Energiespeicher Forggensee zusätzlicher
Rückhalteraum von zusammen 25 Mio. m3 geschaffen. Abweichend von den üblichen technischen Regeln für den Hochwasserschutz sind das zusätzliche Vorsorgemaßnahmen angesichts
des hohen Schadensrisikos für die beiden Großstädte München und Augsburg.
4.1 Klimawandel erfordert zur Vorsorge neue strategische Überlegungen für Speicher
Die Folgen des Klimawandels fordern ein Umdenken - gerade auch im Bereich des Talsperrenbaus. Das bayerische Kabinett hat in der bereits genannten Klimaklausur im April 2007 das
Umweltministerium beauftragt, die Möglichkeiten der vorsorglichen Sicherung von Rückhalteräumen zu prüfen.
Derartige Überlegungen müssen ein Bestandteil der Vorsorgestrategie für den Klimawandel
sein. Wesentlich ist zum Beispiel, dass im Sinne der Vorsorge bekannt sein muss, welche
Möglichkeiten der Rückhaltung überhaupt noch existieren, falls sich die Wasserhaushaltsbedingungen künftig noch weiter verschärfen werden.
4.2 Bayerisches Speicherprogramm gestern und heute
Nach einem Beschluss des Bayerischen Landtags von 1947 – zur Planung unseres ersten
Speichers am Sylvenstein – hatte die Wasserwirtschaftsverwaltung seinerzeit ein erstes
267
Speicherprogramm mit ca. 70 Standorten vorgelegt. Davon wurden nach und nach die 23
günstigsten realisiert. Danach ist der staatliche Speicherbau zu einem gewissen Stillstand
gekommen – auch angesichts einer langen und ausgeglichenen Phase im Wasserhaushalt. Mit
der Häufung extremer Wetterverhältnisse steigt der Bedarf an zusätzlichen Rückhalteraum
wieder an.
Es zeichnet sich aber bereits ab, dass die verbliebenen Rückhalteräume nicht nur endlich,
sondern aufgrund konkurrierender Nutzungen von der Größe her auch begrenzt sind. Standorte
vom Format des Sylvensteinspeichers (124 Mio. m3) oder des Brombachsees (145 Mio. m3)
stehen nicht mehr zur Verfügung. Neue Konzepte müssen einerseits mit den sichtbar
begrenzten räumlichen Möglichkeiten zurechtkommen und anderseits auf der gesamten
Klaviatur der Speicherräume spielen. Das sind neben den natürlichen Rückhalteräumen
Rückhaltemöglichkeiten, die in dem „Speicherprogramm“ aus den 70er Jahren nicht erfasst
waren, wie insbesondere:
– Flutpolder - also Speicher im Nebenschluss,
– Rückhalteräume in den Staustufen der Wasserkraft bei geänderten Betriebsweisen,
– Rückhalterraum in natürlichen Seen sowie
– Rückhalteraum in so genannten Notüberlaufräumen hinter den Deichen, die bei
Extremhochwasser und drohender Überlastung der Deiche geflutet werden.
Die Schlussfolgerung daraus ist, dass angesichts der Klimaentwicklung weiteren Verlusten von
Rückhalteraum durch konkurrierende Nutzungen entgegen gewirkt werden muss und zumindest
diese als langfristige Optionen offen gehalten werden müssen.
5
Fazit
Alle diese noch denkbaren Rückhaltemöglichkeiten sind einzeln oder im Verbund mit anderen
Speichern - auch mit schon bestehenden - auf ihre Ausgleichs- und Rückhaltemöglichkeit hin zu
überprüfen. Geeignete Optionen sind mindestens für die Zukunft zu sichern, um im Sinne einer
ultima ratio reagieren zu können.
Dazu ist an folgende konkrete Schritte zu denken:
– Die optimierte Bewirtschaftung bestehender oder durch Vorabsenkung aktivierbarer
Rückhalteräume, wie Seen und vorhandene Staustufen, wird weiter untersucht und
umgesetzt.
– Parallel dazu sind die Rückhaltemöglichkeiten in Bayern grundsätzlich zu bewerten.
Die Diskussion darüber ist - losgelöst von konkreten, einzelnen Standorten - in den
politischen Gremien und in der Öffentlichkeit zu führen.
– Im weiteren sind die möglichen Speicherstandorte und Rückhalteräume mittels Simulationsund Wirksamkeitsberechnungen auf ihr sinnvoll nutzbares Potenzial zur Rückhaltung und
Steuerung des Wasserausgleichs hin zu überprüfen. Die Wirkungsanalysen sollten in den
nächsten Jahren schrittweise nach thematischen Schwerpunkten abgearbeitet werden, wie
268
Niedrigwasserspeicher für ein Dürremanagement sowie Wasserrückhaltung für den
Hochwasserschutz und für bestimmte Flussgebiete.
– Resultat könnte die Erweiterung der Reaktionsmöglichkeiten der Verantwortlichen für die
Anpassung an die Klimaänderung sein.
Ministerialdirektor Wolfgang Lazik
Bayerisches Staatsministerium für Umwelt, Gesundheit und Verbraucherschutz
Rosenkavalierplatz 2
81925 München
wolfgang.lazik@stmugv.bayern.de
269
Technical solutions of Bassara Dam due to unfavorable
foundation conditions
Die technische Lösung für den Bassara-Staudamm aufgrund der
ungünstigen Gründungsbedingungen
Vicko Letica, Vladislav Skoko, Biljana Trajkovic
Abstract
The Bassara Dam site is located in north-eastern part of Iraq. The primary role of this 67 m high
dam is to provide reservoir storage for irrigation purposes. According to the foundation
conditions at the dam site, a design solution of combined RCC and gravel fill dam was
elaborated. Planning, Final Design and Tender documentations were done by JV of ITSC-IK Co
(UK-Serbia) and Stucky Co (Swiss). Keywords: Dam, RCC, geology conditions.
Zusammenfassung
Der Bassara-Staudamm liegt im nordöstlichen Teil des Iraks. Die Hauptaufgabe dieses 67 m
hohen Dammes ist es, Speicherraum für die landwirtschaftliche Bewässerung zur Verfügung zu
stellen. Wegen der Gründungsbedingungen an der zukünftigen Sperrenstelle ist der Damm als
eine Kombination aus einem RCC (Roller Compacted Concrete – Walzbeton) Damm und einem
Steinschüttdamm geplant worden. Planung, Final Design und Ausschreibungsunterlagen
wurden in Zusammenarbeit von ITSC-IK Co (UK-Serbien) und der Stucky Co (Schweiz) erstellt..
1
Introduction
Bassara project site is located in north-eastern part of Iraq, on the Tawooq Chai river, one of
three main tributaries of the Adhaim river. It is about 20 km far from Sulaimaniya and 40 km
upstream of Qadir Karam. Bassara Dam of 67 m height and reservoir of 59.7 mil m3 were
envisaged to provide storage and regulation of the Tawooq Chai for irrigation of Bassara
Irrigation field, situated some 11 km downstream of the dam. The regulation of river and head
difference created by the dam enable generation of the hydroelectric energy that will be a
secondary benefit of this project.
The dam was designed by JV of ITSC-IK and Stucky in period from 2005 to 2007. The general
layout given in Project preliminary phase was elaborated based on the preliminary estimate of
the geological conditions at the dam site. The subsequent detailed field and laboratory
investigations, performed in 2006, made a significant impact on the selection of the final layout
of dam and appurtenant structures and their designs.
2
Topography, hydrology and geology of the site
The Tawooq Chai, in its upstream part, flows along the cut in Jabal Durbandy Bassara ridge.
This 3.8 km long cut – Bassara gorge - separates an upstream hilly mountainous region from
270
the flat and plain zones downstream of the gorge. The proposed location of the dam is in the
Bassara gorge – at its entrance. The catchment area controlled by this dam covers 574 km2,
and its altitudes range from 670 m to 1735 m. The average annual precipitation is 905 mm and
the annual specific runoff for Bassara dam site is 13.9 l/s/km2.
Area of Bassara belongs to High folded zone with well exposed anticline and syncline
structures. The geological formations are all of Tertiary age and comprise Eocene deposits Sinjar limestones and Gercus marls and sandstone. The bedrock of the proposed dam site
belongs to Gercus formation which includes reddish and purple shale, mudstone, sandy and
gritty marls. Gercus is overlaid by Pila Spi limestone that is well bedded and locally bitumen
impregnated. The lower parts of Pila Spi consist of massive white limestones, while the higher
parts contain bands of green and white chalky marls.
Regarding the seizmicity of the North Iraq region, there are many indications of neotectonic
activities. In North Iraq during last decades only small earthquake were observed with
characteristic transversal, but small intensity waves.
3
Dam design – proposed technical solutions
In preliminary project phase, a layout with rockfill dam with vertical clay core was considered.
Diversion tunnel was designed in the right river embankment, while the left embankment hosted
the side channel spillway with chute and stilling basin. Results of the performed site
investigations jeopardized the proposed preliminary solution. The most significant finding is the
presence of app. 30 m thick overburden stratum on the left riverbank that consists of clayey
soils and rock blocks. This condition prevented the location of side channel spillway on the left
bank due to the low bearing capacity of thick overburden and difficulties to provide feasible cut–
off structure in the ground that will prevent seepage erosion of the spillway structure
foundation soils. The bed–rock situated on the right bank and in the river bed area (sandstone
and siltstone rock units) provided the possibility to implement the RCC dam structure. Combined
design solution consisting of the RCC dam at the right bank and river bed with and compacted
gravel fill dam on the left bank with cut-off diaphragm is proposed as the most appropriate for
the actual geological and geotechnical conditions. The overflow for flood water is ensured by
the dam - spillway section situated in the zone of river bed. General layout is presented on
Figure 1. Dam longitudinal section with geology profile is presented on Figure 2.
Low levels of bed rock on the left bank limited the implementation of the RCC dam to three
connection blocks as a supporting part of the RCC dam in connection with the fill dam.
Dam spillway section (overflow part), founded at elevation 653.0 m, is the central part of the
RCC dam. It is divided into three blocks by expansion joints. Each block has a spillway bay,
11.5 m wide, 59.85 m long and 53.00 m high. Thickness of the spillway lateral walls is 2.0 m.
Bridge of 11.50 m span and 9.2 m width is located at the upstream part of the crest enabling the
crane and other traffic passage.
271
Figure 1: Bassara Dam – General Layout
The spillway crest level is 706.00 m. Normal water level of 715.00 m will be kept by the radial
gates. A radial gate with the clear gate opening of 11.50 m is provided at each spillway bay. For
maximum water level of 716.5 m radial gates have to be fully opened and the corresponding
downstream water level is 676.1 m.
Criteria used for selection of the spillway layout were, firstly to direct the flood flow in the same
as river flow, and secondly, to enable a sufficient space for the stilling basin. The spillway
capacity will be sufficient to convey the maximum designed flood with available retention in the
reservoir. The designed flood would result in reservoir surcharge of 1.5 m above normal water
272
level (maximum water level is 716.5 m a.s.l.) and corresponding maximum spillway discharge is
2,380 m3/s.
Dam non-overflow sections are located between the fill dam and the spillway section, on the left
and on the right side, between the spillway section and the right river bank. They are composed
of massive blocks of 15 m, in width.
The upstream vertical face and downstream (1:0.90) outer slopes of the RCC dam are designed
to provide standard safety factors.
The fill dam with central concrete diaphragm is designed on the left bank. The dam crest, 9.20
m wide, is at the elevation 719.50 m (same as for RCC) thus providing the free board of 3.0 m
above the maximum reservoir level during full discharge of the flood waters over the spillway
structure and free board of 1.00 m in the emergency case when one gate is not in operation.
The upstream (1:1.7) and downstream (1:1.7) outer dam slopes provide usual safety margin
against sliding under critical loading conditions (full reservoir with steady seepage for the
downstream slope). The concrete diaphragm wall is designed as an impervious barrier along
the fill dam axis. The upper part of the diaphragm will be made of reinforced concrete to ensure
the diaphragm against cracking that may be caused by inertia forces during strong earthquakes,
while the lower parts and the seepage protection parts in the left bank will be constructed using
the concrete with addition of bentonite for improvement of its water tightness. The central
concrete diaphragm wall with maximal depth of 76.35 m, is 155.7 m long and 1.4 m wide.
4
FEM analysis for RCC dam
The finite element method (FEM) analysis of the RCC dam was performed for relevant loadings.
For the computational model of the dam-foundation interaction, a plane 2D model was chosen.
FEM analysis comprised the highest spillway section. The spillway section was approximated
with 280 plane stress elements. Foundation was approximated with 1800 plane strain elements.
Contact between concrete dam and foundation are simulated with nonlinear gap elements.
Upstream contact between conventionally placed mass concrete (CMC) and roller compacted
concrete (RCC) are simulated with frame elements.
The main objective of the analysis of temperature effects on the RCC dam structure was to
determine appropriate shape of the dam body and zoning different type of RCC. Temperature
influences were calculated as unusual load, and various constant temperatures along sections
were used as input parameters (temperature load). For practical calculation, change of the RCC
hydratation temperature was assumed as an exponential function, while change of ambient
temperature was assumed as a sinusoidal function. For determination of the temperature
differences, temperature of the mixture after 24h was adopted as basic temperature. Relation of
the temperature change through sections was calculated by use of a numerical method of finite
differences. This approximate calculation gives satisfactory results for further analysis of
temperature effects on the dam structure. Linear elastic FEM analysis (Static analysis) for the
usual and unusual loads (dead weight, hydrostatic influences and temperature) were applied.
273
Figure 2: Dam Longitudinal Section with geological profile
274
The dynamical analyses were carried out in accordance with the Time history method for the
highest RCC structure. The Time history earthquake response analysis is based on linearelastic analysis for all characteristics and elements except for contact between concrete and
foundation where non-linear analysis was applied. It means that linear time history analysis with
material nonlinearity in the gap elements was applied. Interaction between the dam and
impounded water was determined using generated Westergard formulation with added masses
attached to the dam. Strong motion record (Manjil, June 20, 1990), as an oscillatory type
recorded earthquake, with peak accelerations for OBE 117.72 cm/sec2, was used.
Maximal compression stresses are at foundation contact level on upstream and downstream
part and their values are up to 4.0 MPa. In all other zones of the structure compression stresses
are less than 1.5 MPa. Maximal tension stresses for temperature decrease load case and usual
load case are 2.25 MPa. At CMC and RCC contact level, tension stresses do not occur even
for seismic load cases (Figure 3).
Taking this into consideration, one layer of CMC 2.00 m thick was designed on the foundation
contact level. First horizontal RCC layer 3.00 m thick, with better characteristics, was designed
right above CMC layer. On the upstream dam face one zone of RCC with better characteristics
was designed. All other concrete zones, except spillway superstructures, will be of primal RCC
Type 1. The upstream dam face will be covered with precast elements 0.12 m thick and 1.5 m
high, which are protection of water leaking and are used as a formwork during RCC placing.
Expansion joints will be provided with two waterstop layers. Between these layers, vertical
drainage pipes will be placed. Drainage pipes will collect eventual leakage water and drain it
through the drainage galleries to the stilling basin. This 1.0 m wide zone in which waterstops
and drainage pipe are placed shall be made of CMC.
5
Concluding remarks
Due to the unfavorable geology conditions at the dam site, the design solution of combined
RCC dam at one river bank and river bed and fill dam on the other bank with cut-off diaphragm
is proposed. A thorough stability and structural analyses was performed and excerpt of FEM
analyses presented in this paper.
Construction of this 67 m high dam is planned to commence in summer 2007. As is known, it
will be the first high RCC dam constructed in Iraq.
275
Figure 3: Temperature influence and RCC type
276
Vicko Letica, M.Sc..B.Sc.C.E.
Deputy Director for Civil Structures Engineering
IK Consulting Engineers
4/I Studentski Trg
11 000 Belgrade
Serbia
vickoletica@yahoo.com
Vladislav Skoko, B.Sc. C.E.
Head of Structural Department
4/I Studentski Trg
11 000 Belgrade
Serbia
dam@ikconseng.co.yu
Biljana Trajkovic, M.Sc..B.Sc.C.E.
Senior Engineer
4/I Studentski Trg
11 000 Belgrade
Serbia
biljana.trajkovic@gmail.com
277
Wasserwirtschaftliche Betriebsoptimierung von
Mehrzweckspeichern in der Praxis
Optimization of Operation Rules of multipurpose Reservoirs in real life
studies
Hubert Lohr
Abstract
SYDRO Consult has carried out the revision of operation rules of several multipurpose
Reservoirs in Northrhine-Westfalia since 2001. The integration of different purposes like drinking
water, flood protection, hydro power and ecology under flexible constraints was one driving
force of the projects. Practicable and acceptable solution has been found by complete
integration of all stakeholders in the decision making process. The translation of oral
descriptions of targets into mathematical functions was very helpful in order to use optimization
tools like evolutionary strategies for transparent decision making. Consequently, the acceptance
of the optimized solutions was very high.
Zusammenfassung
Seit 2001 fand durch SYDRO Consult an mehreren Talsperren (Mehrzweckanlagen) in
Nordrhein-Westfalen eine Überarbeitung der Betriebsregeln statt: Der Konflikt zwischen
Wasserversorgung, Hochwasserschutz, Energiegewinnung, ökologischen Anforderungen und
der Wandel in Wahrnehmung und Bedeutung dieser Anlagen stand dabei im Vordergrund. Über
eine konsequente Beteiligung aller Interessensgruppen und der Umsetzung der verbal
formulierten Ziele in konkrete Zielfunktionen konnten praktikable Lösungen erarbeitet werden.
Unter Nutzung entsprechender Werkzeuge wurden die Auswirkungen der Zielvorgaben
aufgezeigt. Die Integration von Wassermenge und Wassergüte war dabei ein wichtiger
Bestandteil, der sowohl zur Lösungsfindung als auch zur Versachlichung der Diskussionen
beitrug. Als Resultat der Optimierungen entstanden ausgewogene Verhältnisse zwischen den
Nutzungen, wobei auch wirtschaftlich lukrative Optimierungen der Energiegewinnung möglich
waren, obwohl unter der Maßgabe von Versorgungssicherheit und Hochwasserschutz oft nur
ein enger Spielraum dafür offen blieb.
1
Vorarbeiten und Definition der Ziele
Die Tätigkeit für fast alle großen Wasserverbände in Nordrhein-Westfalen und der
Landestalsperrenverwaltung Sachsen führten seit 2001 zur Untersuchung verschiedener
Talsperren nach folgenden Gesichtspunkten:
– Hochwassermanagement, hydrologische und hydraulische Sicherheitsüberprüfungen
– Modifikation bestehender Betriebsregeln
– Aufstellung neuer Betriebsregeln
278
Im Vordergrund stand dabei der Ausgleich von Nutzungskonflikten im Spannungsfeld von
Wasserversorgung l Energiegewinnung, Wasserversorgung l Abgaben in den Unterlauf
sowie die Integration von Wassergüteaspekten in die Betriebsregeln und ein Hochwassermanagement.
Untersucht wurden u.a. die Olef-, Urft- und Rurtalsperre, Agger-, Genkel- und Wiehltalsperre,
Wahnbachtalsperre sowie die Große Dhünntalsperre.
Im ersten Schritt auf dem Weg zur Lösung wurden die jeweiligen wasserwirtschaftlichen
Systeme in einem Flussgebietsmodell (TALSIM) abgebildet und der Ist-Zustand berechnet.
Im zweiten Schritt wurden alle Beteiligten aufgefordert, ihre Ziele möglichst konkret zu
formulieren, beispielsweise die Entnahme zu Versorgungszwecken in Mio.m³/a, den optimalen
Arbeitsbereich der Turbinen, Wasserrechte im Unterlauf aber auch Erfahrungswerte bezüglich
eines Mindestinhaltes, um Güteprobleme zu vermeiden. Die teilweise mit Zahlenangaben,
teilweise verbal geäußerten Ziele wurden durch Randbedingungen ergänzt, die es möglichst zu
vermeiden galt. In Abhängigkeit der Aufgabenstellung entstanden so ideale Zielräume, die
durch Randbedingungen eingegrenzt waren und die jeweiligen Nutzungen beinhalteten.
Aus diesen Angaben erfolgte die Umsetzung in mathematische Straffunktionen, mit deren Hilfe
der Einsatz eines Optimierungswerkzeuges ermöglich wird. Hierzu wurde von SYDRO die
Evolutionsstrategie [Rechenberg, 1994] mit dem Programm TALSIM gekoppelt.
Welche Parameter (Entscheidungsvariablen) für die Optimierung benutzt werden dürfen, ist
ebenfalls Bestandteil des initialen Abstimmungsprozesses. In der Regel sind es die Abgaben
der Talsperre, die als Variablen in die Optimierung eingehen.
2
Der Optimierungsprozess
2.1
Die Werkzeuge
Die Kopplung der Evolutionsstrategie mit dem Flussgebietsmodell TALSIM erlaubt eine
Optimierung, ohne die bekannten Nachteile der mathematischen Optimierung wie starke
Vereinfachung der Systemabbildung, Beschränkung der Parameter und des Zeitschrittes etc.
eingehen zu müssen. Möglich wird dies aufgrund der Unabhängigkeit zwischen der
Evolutionsstrategie als Optimierungswerkzeug und TALSIM als Simulationsmodell.
Die Interaktion zwischen beiden Programmen findet nur über die Mitteilung der Zielerreichung
eines Simulationslaufes durch TALSIM in Richtung Evolutionsstrategie und über die
Veränderung der Abgaben (Entscheidungsvariablen) durch die Evolutionsstrategie in Richtung
TALSIM statt (Bild 1).
2.2
Die Ziel- und Straffunktionen
Alle Beteiligten waren über die Aufstellung der Zielvorgaben und Randbedingungen in den
Entscheidungsprozess eingebunden. Mathematisch finden sich die Vorgaben in den Funktionen
wieder
279
Bild 1:
Interaktion zwischen Optimierungswerkzeug und Flussgebietsmodell
Randbedingungen gehen direkt als Sollwerte in die Funktionen ein. Werden während der
Simulationsläufe diese Sollwerte in die unerwünschte Richtung über- bzw. unterschritten,
entstehen Strafpunkte. Zielvorgaben, z.B. Maximierung der Energiegewinnung, werden invers
formuliert, d.h. mit abnehmender Leistung nehmen die Strafpunkte zu. Der Sollwert wäre in
diesem Fall die maximale Leistungsfähigkeit der Turbine. Eine Normierung bzw. Gewichtung
aller Funktionen entsteht durch die Definition einer Normabweichung vom Sollwert, die einen
Strafpunkt von genau 1 ergibt.
2.3
Interaktion der Beteiligten am Optimierungsprozess
Im Laufe des Optimierungsprozesses werden die Sollwerte bzw. Zielvorgaben oder die
Gewichtungen – gleichbedeutend den Prioritäten – der Ziel-/Straffunktionen u.a. in Abstimmung
mit den Beteiligten geändert und die Optimierung mit der Evolutionsstrategie wiederholt. Die
Änderung der Ziel- und Straffunktionen lässt den Beteiligten sehr schnell die Konsequenzen
ihrer Entscheidung erkennen. Die Erfahrung zeigt, dass eine Versachlichung der Diskussion
und die Sicherheit in der endgültigen Entscheidungsfindung dadurch stark forciert werden.
2.4
Wasserwirtschaftliche Umsetzung
Durch eine spezielle mathematische Form zur Beschreibung der Abgaben [Lohr, 2001] ist die
Anzahl der Entscheidungsvariablen gering. Dies ermöglicht eine Optimierung ohne
Einschränkung des Simulationszeitschrittes oder Vereinfachung des wasserwirtschaftlichen
Systems. Die Beispiele in Kapitel 3 zeigen, dass mit dieser Vorgehensweise vollständige
Lamellenpläne, Hochwasserstrategien oder auch Mengen-Güte Kopplungen entstehen, die mit
Hilfe der aktiven Mitarbeit aller Beteiligten hervorgehen, wodurch die Akzeptanz deutlich erhöht
wird.
3
Beispiele aus der Praxis
3.1
Optimierung der Wasserkraftnutzung und des Hochwassermanagments für die
Talsperren des Aggerverbandes
Der Aggerverband betreibt die Agger-, Genkel- und Wiehltalsperre in der Nähe von
Gummersbach. Dabei dienen Genkel- und Wiehltalsperre in erster Linie der Bereitstellung von
280
Trinkwasser. Agger- und Wiehltalsperre leisten einen bedeutenden Beitrag zum
Hochwasserschutz. Im Zuge der Überarbeitung und Aktualisierung der Wasserwirtschaftspläne
erfolgte sowohl eine Optimierung der Wasserkraftnutzung an der Genkel, als auch die
Aufstellung eines Hochwassermanagements. Als Randbedingungen für die Planungen waren
gesetzt:
– Die Rohwasserbereitstellung für das Wasserwerk besitzt Priorität gegenüber der
Energiegewinnung.
– Für die Gewährleistung einer ausreichenden Wasserqualität sind Mindestinhalte nicht zu
unterschreiten.
– Die Häufigkeit des Anspringens der Hochwasserentlastungsanlage soll auf ein Minimum
reduziert werden.
– Bordvolle Abflüsse an bekannten Querschnitten im Unterlauf sind möglichst nicht zu
überschreiten.
Im ersten Schritt der Untersuchung wurden die wasserwirtschaftlichen Systeme einschließlich
des Unterlaufs aufgestellt. Mit Hilfe der Evolutionsstrategie wurden Lamellenpläne optimiert, die
an der Genkeltalsperre den Betrieb der Turbine steuern, um ein maximal mögliches
Abflussvolumen für die Wasserkrafterzeugung unter Einhaltung aller Randbedingungen zu
erzielen. An Agger- und Wiehltalsperre dienen die Lamellenpläne sowohl zur
Turbinensteuerung als auch zur Regelung der Abgaben in den Unterlauf. Sonderregeln im
Hochwasserfall ersetzen die Lamellenpläne in Abhängigkeit des aktuellen Inhaltes und
Zuflusses zu den Talsperren während hoher Durchflüsse im Unterlauf.
Der detaillierte Betriebsplan (Bild 2) am Beispiel der Genkel zeigt sehr fein aufgelöste Lamellen
mit unterschiedlichen Abgaben. Dieser hohe Detaillierungsgrad erforderte eine automatische
Steuerung der Turbine mit Hilfe einer SPS. Als Informationen werden nur der aktuelle
Wasserstand der Genkeltalsperre aus dem Monitoringsystem des Aggerverbandes sowie das
aktuelle Datum benötigt. Um Ein-/Ausschaltvorgänge bzw. häufige Duchflussänderungen zu
vermeiden werden die Turbinenabgaben nur einmal täglich eingestellt.
Die Betriebserfahrungen seit 2003 zeigen für die Turbine an der Genkel einen automatisierten,
reibungslosen und erfolgreichen Turbinenbetrieb. Die mittlere Jahresarbeit entspricht mit ca.
260 MWh den vorausberechneten Werten und sorgt nach ca. 5 Betriebsjahren für die
vollständige Armortisierung aller Planungs- und Investitionskosten. Die Lamellenpläne und
Hochwasserregeln an Agger- und Wiehltalsperre sind ebenfalls erfolgreich im operativen
Einsatz. Mit den neuen Betriebsregeln konnte ein deutlich höherer Hochwasserschutz erreicht
werden als dies zuvor der Fall war.
3.2
Mengen-Güte Kopplung der Wasserversorgung an der Oleftalsperre
Die Oleftalsperre wird durch den Wasserverband Eifel-Rur betrieben und befindet sich im
Verbund mit insgesamt 5 anderen Stauanlagen. Die Talsperre liegt an der deutsch-belgischen
Grenze südlich von Aachen. Als Nutzungen an der Oleftalsperre treten die Wasserbereitstellung
für die Trinkwasserversorgung (Hauptnutzung), Hochwasserschutz, Zuschuss in Richtung Urft
und Niedrigwasseraufhöhung sowie Energiegewinnung auf. Schwerpunkt der Untersuchung
war die Aufstellung neuer Betriebsregeln zur Kopplung von Wassermenge und Wassergüte.
281
Bild 2:
Lamellenplan an der Genkeltalsperre zur Steuerung der Turbine
Wichtigster Faktor für die Trinkwasserversorgung ist an der Oleftalsperre die Kenntnis über die
Schichtung während der Sommerstagnation. Hierfür wurde ein Ansatz zur Abschätzung der
Schichtungsverhältnisse entwickelt. Die Aufgabe der Optimierung bestand in der Entwicklung
eines Lamellenplanes zur saisonalen Steuerung der Abgaben für die Energiegewinnung unter
Beachtung des Verlaufs der Schichtungsverhältnisse. Die Abgaben des Lamellenplans werden
reduziert, sobald erkannt wird, dass zum Ende der Sommerstagnation ein definierter Grenzinhalt unterschritten wird. Für diese Abschätzung ist nur der aktuelle Wert des Hypolimnions
sowie die prognostizierten Entnahmen und Abgaben aus der Talsperre erforderlich.
Über die Variation des Grenzinhaltes, der Entnahmemengen pro Jahr und der Reduktionsfunktion konnten die Auswirkungen den Beteiligten klar aufgezeigt werden. Die laufende
Untersuchung mündet in der Genehmigung des neuen Betriebsplans und der Erteilung neuer
Wasserrechte durch die Aufsichtsbehörde (Bild 3).
4
Fazit
Die Entwicklung und Optimierung von wasserwirtschaftlichen Betriebsregeln mit Hilfe der
Evolutionsstrategie in Kombination mit einem Flussgebietsmodell hat sich an acht Talsperren –
auch Verbundanlagen – mit unterschiedlichsten Anforderungen und Zielen sehr bewährt. Vom
Hochwassermanagement bis zur Integration von Güteparametern in den wasserwirtschaftlichen
Betriebsplan konnten verschiedene Aufgabenstellungen erfolgreich umgesetzt werden. Dabei
hat sich der Ansatz der direkten Beteiligung aller Betroffenen am Optimierungsprozess
besonders bewährt.
282
Bild 3:
Prognose der 10°C Isotherme und tatsächlicher Schichtungsverlauf an der
Oleftalsperre
Literatur
[1]
Rechenberg, I.: Evolutionsstrategie. 1994. Frommann-Holzboog Verlag. Stuttgart.
[2]
Lohr, H.: Simulation, Bewertung und Optimierung von Betriebsregeln für
wasserwirtschaftliche Speichersysteme. Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft, TU
Darmstadt, Heft 118. 2001.
[3]
Lohr, H., Prien, K.-J.: Wassergütevorhersagen für eine Talsperre auf der Grundlage
neuronaler Netze. S. GWF Wasser – Abwasser (2005), Heft 11, S. 865 ff. 2005.
[4]
Lohr, H., Scheuer, L. Scholemann, H: Optimierung der Wasserkraftnutzung bei
konkurrierenden Nutzungen am Beispiel der Trinkwassertalsperre Genkel. GWF Wasser
– Abwasser (2005), Heft 11, S. 870 ff. 2005.
[5]
Ostrowski, M., Lohr, H.: Planungswerkzeuge für den ökologisch orientieren
Talsperrenbetrieb. Wasser-Abwasser Praxis (1996), Heft 5.
Dr.-Ing. Hubert Lohr
SYDRO Consult
Mathildenplatz 8
64283 Darmstadt
h.lohr@sydro.de
283
Risikomanagementpläne für Stauanlagen
Disaster management plans for dams
Jörg Lotz
Abstract
Not only the climatic change makes it necessary to look on extreme floods, also disaster control
units need this information. In accordance to part of 12 of the DIN 19700 also the effects of a
flood > to BHQ 3 and the „remaining flood danger” must be regarded. Risk-management- /
flood-protection plans are the right tool to communicate the risk to the people concerned.
Zusammenfassung
Nicht erst die Klimaänderung macht es erforderlich, nach extremen Hochwasserereignissen zu
schauen. Auch der Katastrophenschutz benötigt Informationen hierüber. Gemäß Teil 12 der
DIN 19700 muss man auch die Auswirkungen eines Hochwassers > BHQ 3 und damit die
„verbleibende Hochwassergefahr“ kommunizieren. Die Erstellung von Risikomanagement- /
Hochwassereinsatzplänen ist hierfür ein geeignetes Mittel. .
1
„Risiko“ – was umschreibt der Begriff im Zusammenhang mit
einer Stauanlage
1.1
Was ist das „Risiko der Stauanlage“
Unterlieger werden bei „Risiko“ in Zusammenhang mit Stauanlagen zuerst an einen möglichen
Bruch denken. Das jedoch nach der Norm neu zu betrachtende Risiko ist die „verbleibende
Gefahr“ der Unterlieger. Im Zusammenhang mit einer Stauanlage kann folgendes als Risiko
definiert werden:
„Das Risiko der Stauanlage entspricht dem Wegfall der durch die Stauanlage gewonnenen
Schutzzunahme.“ Das verbleibende Hochwasserrisiko beinhaltet alle verbleibenden Hochwasserrisiken und erfordert somit eine Betrachtung bis zum HQ-extrem (pmf). Die Betrachtung
eines HQ-extrem ist jedoch in Deutschland bisher sehr unterschiedlich gehandhabt worden.
1.2
Der Fluch der „Amtlichen Überschwemmungsgebiete“
Bis auf wenige Ausnahmen nimmt jedermann an, daß die amtlichen Überschwemmungsgebiete
die Gebiete darstellen, die überschwemmt werden können. Es wird tatsächlicher Weise davon
ausgegangen daß hier ALLE FLÄCHEN dargestellt sind, die auch überschwemmt werden
können.
Selbst Führungskräfte in Kommunen und Feuerwehr etc. wissen oft nicht, dass diese
Überschwemmungsgebiete i.d.R. nur bis zu einem HQ 100 ausgelegt sind. Sie wissen es nur
dann, wenn es schon Ereignisse oberhalb eines HQ 100 gab.
284
Erfreulicher Weise gibt es mittlerweile Meinungen, die die Beschreibung von Hochwasserereignissen mit verschiedenen HQ´s als nicht mehr zeitgemäß sehen und den Plural von
HQ scherzhaft als H-Kühe bezeichnen. In Analogie zu Sturm oder Erbeben wäre die Beschreibung von Hochwasserereignissen als Hochwasserintensitäten. Der Verfasser entwickelt gerade
eine solche 12-teilige Skala, Kooperationen sind erwünscht.
1.3
Das neue „Restrisiko“
Es besteht die Situation, dass die Unterlieger ohne Stauanlage i.d.R. nur die HQ100Überschwemmungsgebiete kennen, mit Umsetzung der neuen Norm jedoch mit einem HQextrem konfrontiert werden. Trotz neuer Stauanlage muß der Betreiber den Unterliegern
erklären, warum Menschen von Hochwasser betroffen sein könnten, die es noch nie waren und
nicht wußten, daß sie es sein können.
2.
Die Anforderungen aus dem Katastrophenschutz
2.1
Katastrophenabwehrplanung
Um Katastrophenabwehr planen zu können, ist der Extremfall von Interesse. Das ist sozusagen
„Stand der Technik“ im Katastrophenschutz. Es gibt in Deutschland Einsatzplanungen und
Vorbereitungen für alle möglichen extremen Risiken, an die „normale“ Menschen nicht denken
mögen: Seuchen für Mensch und Tier, terroristische Gefahren mit allen denkbaren Waffen und
Mitteln. Hierbei werden immer Extremfälle betrachtet und nicht kleinere oder mittlere
Katastrophen. Nur so können grundlegende Katastrophenschutzstrategien erarbeitet werden.
2.2
Im Einsatz …
Während eines Hochwassereinsatzes herrschen Hektik und Streß. Es ist schwierig, innerhalb
kürzester Zeit verläßliche Informationen zu beschaffen. Zwar gibt es für jeden Kanaldeckel in
Deutschland eine NN-Höhe. Dies einer Einsatzleitung z.B. nachts zugänglich zu machen, ist
nahezu unmöglich. Es ist aber unumgänglich zu wissen, welche Bereiche wirklich sicher sind.
Eine zu späte Evakuierung kann schlimme Folgen haben, eine überflüssige ebenso. Die
Feuerwehren werden tätig, wenn die wasserwirtschaftlichen Anlagen ihre Schutzfunktionen
verlieren. Die Wasserwirtschaft nimmt diesen Fall jedoch in Kauf, wenn Anlagen nicht auf ein
HQ-extrem bemessen werden, also praktisch immer. Es ist daher aus Sicht von Feuerwehr und
Katastrophenschutz wichtig, über diesen Sachverhalt informiert zu werden.
Die Landesbrandschutzgesetze beinhalten die Verpflichtung zur Aufstellung von Einsatzplänen
bei Anlagen mit hohem Gefahrenpotential, die vom Betreiber der Anlage aufgestellt werden
müssen, nicht durch die Feuerwehren.
Ein Hochwassereinsatzplan ist jedoch keine Telefonliste. Es ist ein Plan, der Einsatztaktik,
Mittel- und Kräftebedarf in „Katastrophenschutzsprache“ darstellt. Hierfür gibt es taktische
Zeichen, die in allen Katastrophenschutzorganisationen gelten.
285
Bild 1:
Beispiel eines Hochwassereinsatzplanes
Vorschriften für Einsatzpläne gibt es schon für bauliche Anlagen in der DIN 14095. Hiermit
können sich die Feuerwehren im Brandfalle in einem Objekt orientieren. Hochwassereinsatzpläne lehnen sich hier an. Eine vorherige Planung ist immer besser als kurzfristige
Entscheidungen während des Einsatzes, bei denen immer viele Informationen fehlen.
Die Datenbeschaffung während des Einsatzes ist schwierig wie das Bild von Vermessungen
während des Elbehochwassers deutlich zeigt.
2.3
Einsatzplanung
Hochwasserereignisse erzeugen in Deutschland die größten Schadenssummen, gleichzeitig
bieten gerade Hochwasserereignisse die Chance, eine wirksame Einsatzplanung zu erstellen,
weil die Schadensabläufe bei Hochwasser im Gegensatz zu allen anderen Gefahren recht
genau im voraus planbar sind.
Mit einem 2-dimensionalen Strömungsmodell läßt sich die Ausbreitung eines HQ-extrem auch
innerhalb großstädtischer Bebauung so wirkungsvoll simulieren, daß auch eine ausreichende
Genauigkeit für die Planung von mobilen HW-Schutzsystemen besteht. Unerläßlich ist die
Abbildung von Gebäuden und Straßen im Modell, um die tatsächliche Ausbreitung zu ermitteln
und z.B. die Auswirkungen von Deichbrüchen zu simulieren
Auf Basis dieser Daten lassen sich verschiedene Verteidigungslinien für unterschiedliche
Wasserstände entwickeln. Die Ausarbeitung der Notfallmaßnahmen muß in enger Abstimmung
mit denjenigen Stellen erfolgen die diese Maßnahmen im Ernstfall ausführen müssen.
286
Für die Wasserwirtschaft ist es wichtig, den Einsatzkräften die richtigen Maßnahmen
vorzugeben, da die komplexen Vorgänge in Deichen und z.B. die Unterströmung von mobilen
Schutzanlagen (hydraulischer Grundbruch) leider nicht zu Erfahrungsschatz und Ausbildung der
Feuerwehren gehören. Hierdurch ließen sich auch oft umfangreiche Einsatzmaßnahmen
optimieren, bei denen aus Unkenntnis zu viel getan wird. So stellt ein Sandsacknotdamm eine
gute Alternative zu den üblichen Sandsackwällen dar.
Bild 2:
Vermessung von Deichen während des Hochwassereinsatzes
Bild 3:
Sandsacknotdamm
287
3
Risikomanagementplan
Das
Risikomanagement
der
Stauanlage
umfaßt
2
Bereiche:
Die
internen
Abläufe,
Sicherheitsüberprüfungen und Wartungen der Anlage sowie der Schutz der Anlage vor äußeren
Einwirkungen. Dies sind in aller Regel vorbeugende Maßnahmen, die den planmäßigen Betrieb
der Anlage ergänzen. Dies soll hier nicht weiter betrachtet werden, man kann dies als „Internes
Risikomanagement“ bezeichnen.
Diese Abläufe sind im „Internen“ Teil eines Risikomanagementplanes darzustellen. Komplettiert
wird der Plan durch den zweiten Teil die Betrachtung des „verbleibenden Hochwasserrisikos“
für die Unterlieger.
4
Der Hochwassereinsatzplan kommuniziert das Risiko und
Gegenmaßnahmen
Die Unterlieger der Stauanlage teilen sich in 2 Gruppen:
– Unterlieger, die bis zum BHQ3 durch die Stauanlage geschützt werden.
– Unterlieger, die durch die Stauanlage nicht geschützt werden. Dies sind die Unterlieger, die
nur bei einem HQ > BH3 überhaupt vom Hochwasser betroffen werden. Diese haben
keinerlei Nutzen von der Stauanlage. Hier werden sich oft Gegner einer geplanten Anlage
finden, da es immer auch nachteilige Auswirkungen einer Stauanlage geben wird, sei es der
Eingriff in Natur und Landschaft, seien es die Kosten.
Wenn man den betroffenen Unterliegern, den Menschen und den Betrieben nur das Risiko
zeigt, überbringt man eine negative Botschaft. Um diese in eine positive zu wandeln, kann den
Betroffen aufgezeigt werden, was im Falle eines HQ-extrem zu tun ist bzw. zu Ihrem Wohl
getan wird.
Der Weg hierzu ist nahe liegend: Der Betreiber der Stauanlage erstellt gemeinsam mit der
zuständigen Feuerwehr Hochwassereinsatzpläne.
Bei Hochwasserkatastrophen gibt es regelmäßig die Erfahrung, daß die Bürger in großem
Maße für freiwillige Hilfeleistungen zur Verfügung stehen. Mit den betroffenen Anwohnern eines
Wohnviertels lassen sich zum Beispiel enorme Mengen von Sandsäcken füllen, transportieren
und verbauen. Die Voraussetzung hierfür ist: es muß vorher geplant werden.
Es geht nicht mehr darum, den Unterliegern die „schlechte Nachricht“ zu vermitteln, daß ein
BHQ1 oder 2 bei ihnen Schäden verursacht, sondern der Ansatz ist: „Wir Stauanlagenbetreiber
möchten den Schutz für Sie verbessern und entwickeln eine Schutzstrategie bis zum
„Extremhochwasser„. Damit wird ganz nebenbei auch die Botschaft vermittelt, daß es ein
solches Ereignis überhaupt gibt.
5
Fazit
Feuerwehr und Katastrophenschutz brauchen die Informationen über Flächen, die bei einem
HQ-Extrem überflutet sind. Die Wasserwirtschaft hat die Pflicht, diese Grundlagendaten zu
liefern. Gemeinsam mit dem Katastrophenschutz sollten Einsatzpläne erstellt werden. Diese
Pläne nutzen mehrfach:
288
1. Betroffene erfahren überhaupt erst mal vor der Gefahr.
2. Die Pläne bieten die Chance, das Hochwasser abzuwehren.
3. Es gibt den psychologischen Effekt, dass noch etwas getan werden kann.
Volkswirtschaftlich sinnvoll ist es in jedem Fall, weil die Erstellung der Pläne viel kostengünstiger ist, als die Folgen der Überflutungen.
Literatur
[1]
Lotz, Jörg .: Hochwassereinsatz. Fachbuch für Feuerwehren 1. Auflage. KohlhammerVerlag, 2006
Dipl.-Ing. Jörg Lotz
LOTZ AG Ingenieure
Schloß 3
63571 Wächtersbach
post@lotz-ag.de
289
Das neue Bemessungshochwasser (HQ100 neu) und die
Konsequenzen bei der Umsetzung der Hochwasserschutzmaßnahmen am Inn für den Wasserkraftbetreiber
The new design flood „HQ100“. Consequences for the Power Production
Company with Flood Protection Measures at the River Inn
Georg Loy
Abstract
E.ON Wasserkraft GmbH manages 13 hydro power plants along the river Inn in Germany. The
company is responsible for flood protection along most of the river reaches and safe
management of the design flood for its structures. After the 1985 flood, which was higher than
the design flood, the authorities set up a new design flood. The design flood was raised by app.
300 m³/s (total new flood 2300 m³/s, Rosenheim). To accomplish with the new conditions
considerations about the (n -1) case for weirs, the necessary freeboard along the levees and
the water levels along the river for the new design flood have been carried out. To verify the
calculations and assumptions, hydrodynamic numerical sediment transport modelling, model
tests and intensive site investigations and measurement were carried out to set up the projects
and guarantee a necessary safety level.
Zusammenfassung
Die E.ON Wasserkraft GmbH betreibt am Inn zwischen Nußdorf (km 198,7) und Egglfing (km
35,3) 13 Wasserkraftanlagen und ist verantwortlich für die sichere Hochwasserabfuhr im
jeweiligen Flussabschnitt. Nach dem Hochwasserereignis 1985, das am oberen Inn größer war
als das Bemessungshochwasser der Staustufen, wurde durch die Verwaltung das hundertjährliche Hochwasser neu festgelegt.
Um für die Leistungsfähigkeit der Wehre (n -1) Fall, das nötige Freibord an den Dämmen aber
auch die Wasserspiegellagen in den Stauräumen die erforderlichen Sicherheiten nachzuweisen, wurden umfangreiche Natur-, Modelluntersuchungen und hydrodynamisch numerische
Sedimenttransportmodellierungen durchgeführt und Anpassungsprojekte umgesetzt.
1
Die Hochwasser am Inn
Das Hochwasserereignis 1985 war am oberen Inn v.a. oberhalb Feldkirchen ein Ereignis größer
als die Bemessungshochwasser der Wehre. Die Behörden legten nach einer Analyse der
Ereignisse, 1994 ein neues Bemessungshochwasser fest (im Bereich Rosenheim Erhöhung
von 2000 auf 2300 m³/s) und forderten den Kraftwerksbetreiber zur Anpassung an diese neuen
Bedingungen auf. Das Hochwasser 2005, das wieder ein ca. hundertjährliches Ereignis (neu)
war, wurde mit den bereits ausgeführten Anpassungen sicher abgeführt und nur an wenigen
Stellen, die sich in der Planung befanden, wurden Freiborddefiziten festgestellt. Die Bescheide
spezifizieren den Bemessungsabfluss meist nicht an der Jährlichkeit, sondern geben einen
290
festen Wert vor. Das entbindet den Betreiber nicht die sichere Hochwasserabfuhr und
notwendige Anpassungsmaßnahmen sicherzustellen und zu verifizieren. Dies führte zu
massiven Investitionen die bis heute die Budgetplanung bestimmen.
2
Defizitanalyse in den Stauräumen und an den Wehren
Die Erhöhung des Bemessungshochwassers in Stauhaltungen führt zwangsläufig zu Defiziten
(Bild 1), die im Detail analysiert wurden und dazu Detaillösungen erarbeitet und umgesetzt
werden musste. Der Inn ist geprägt von massiven Sandeinträgen die in den Stauräumen in 3 –
4 Jahren zu einem Auffüllen bis zur Gleichgewichtssohle führen. Bei Hochwasser werden diese
Sande remobilisiert und ausgeräumt (Bild 2). Bereits in den Bescheiden wurde mit den
damaligen Berechnungsmethoden Abschätzungen zur Ausräumung und zur Auswirkung auf die
Wasserspiegellagen bei Extremereignissen geführt. Diese wurden in die Genehmigungsbescheide integriert und ein Sicherheitsmaß, hier v.a. im Freibord der Dämme und Deiche
spezifiziert. Im Bereich Rosenheim wurde auch eine Einhaltung eines Pegelstandes bei dem
Bemessungsabfluss definiert.
Bild 1:
Staugebiete und Übersicht der Defizite
291
Bild 2:
Die Sandablagerungen vor dem Wehr Wasserburg (Echolotaufnahme); die
Ausräumung der Sedimente beeinflusst die Wasserspiegellagen
Von EWK wurden für die Anlagen die in Tabelle 1 aufgeführten Themen bearbeitet, beauftragt
und z. Teil gutachtlich behandelt.
3
Exemplarische Umsetzungsprojekte - Problembeschreibung und
Lösung
In der ersten Phase der Bearbeitung der Problembereiche wurden die Gebiete mit dem
höchsten Schadensrisiko angegangen. Die hydraulischen Berechnungen fußten auf den in den
90er Jahren üblichen Methoden. Als Konsequenz wurden Damm- und Deicherhöhung durchgeführt, die sich wie sich bei nachgeschalteter detaillierter Betrachtung herausstellte, auf der
sicheren Seite bewegten. Hinzu kam, dass das Flusssystem sich morphologisch aber auch
durch Bewuchs und Anlandungen laufend verändert. Dies führte nur in einem Stauraum zur
Entspannung der Probleme aber in den betroffenen anderen Stauräumen mussten immer
Großprojekte konsequent umgesetzt werden oder befinden sich in der Planungs- bzw.
Umsetzungsphase.
Stauraum Rosenheim
Der ursprüngliche Stauraum Rosenheim war bis zur Errichtung der Stufe Nußdorf Kopfstufe und
war geprägt durch massive Kieseinträge und Ablagerungen. Es wurden zyklisch
Kiesbaggerungen durchgeführt, die auch nach der Errichtung der Stufe Nußdorf fortgeführt
292
wurden. Nach dem Hochwasser 1985 kam es wieder zu Kiesanlandungen und gemessenen
Freiborddefiziten, die durch Baggerungen im ersten Schritt ausgeglichen wurden.
Tabelle 1: Maßnahmenkatalog
Der Nachweis, dass die Kiesbaggerungen und die spätere Erosion oberhalb der Baggerung die
Situation für die Dämme und Deiche entspannte, gelang erst 2005 durch Modellierung,
Auswertung und Interpretation der morphologischen Prozesse. Das Augusthochwasser 2005
bestätigte zudem die prognostische Berechnung. Bei dem Seitengewässer Griesenbach wurde
wegen der ursprünglichen großen Defizite die Deiche erhöht und an einer Querung einer
Staatsstrasse im Freibordbereich ein Fluttor errichtet. Am Seitengewässer des Griesenbaches
293
dem Litzldorfer Bach gab es Variantendiskussionen, wie der Einflussbereich der Staustufe
reduziert werden kann. Dies v.a. da im oberen Bereich des Baches HW – Schutzmaßnahmen
in die Bebauung reichen und Maßnahmen sehr schwer baulich umsetzbar sind. Es wurden
Absperrbauwerke mit Pumpwerk mit bis zu 10 m³/s bis zur Ausführungsreife geplant.
Retentionslösungen mit Polderwirkung mit Erhöhung der Leistung eines bestehenden
Pumpwerkes wurde diskutiert und die Wahrscheinlichkeit des Zusammentreffens von
Innhochwassern mit dem Seitenbach betrachtet. Die Modellierung und das HW 2005 haben
dahingehend Klarheit geschaffen, dass die bescheideten Freiborde eingehalten werden können
und die bisher bereits ausgeführten Maßnahmen zur wesentlichen Entspannung der Situation
führen. Das Hochwasser 2005 rief aber durch einen Eintrag von 400.000 m³ Sand im
Stauwurzelbereich, erneut Fragen bezüglich der Ausräumwirkung auf, die wiederum durch
Langzeitsimulationen und Beobachtung des Stauraumes erst in den Folgemonaten
abschließend bewertet werden können.
Stauraum Feldkirchen mit den Seitengewässern Rohrdorfer Ache und Mangfall
Beim Bau der Staustufe Feldkirchen und dem Ausbau des Unterwassers der Stufe Rosenheim
wurden Zuschüsse für Hochwasserschutzmaßnahmen für die Stadt Rosenheim gewährt.
Dadurch wurden in den Bescheiden für den damaligen Bemessungsabfluss einzuhaltende
Pegelstände und Freiborde festgelegt. Es zeigte sich bei den gemessenen Wasserspiegellagen
der Hochwasserereignisse, dass diese Wasserspiegellagen um Dezimeter überschritten werden
und Freiborddefizite für das HQ 100 neu bestehen. Wegen dem potentiell hohen
Schadenspotential für die Stadt Rosenheim wurden im ersten Schritt die Dämme und Deiche an
das neue Bemessungshochwasser angepasst. Im zweiten Schritt wurden durch
Variantenuntersuchungen Konzepte erarbeitet, die auch für die durch das Hochwasser
beeinflussten Seitengewässer Mangfall und Rohrdorfer Ache eine Lösung darstellen und die
Bescheide eingehalten werden. Jedem Fachmann ist klar, dass für 300 m³/s mehr Abfluss nicht
der gleiche Wasserstand in einem Fließgewässer herrschen kann. Die Deich- und
Dammerhöhungen lösten zwar die direkte Hochwassergefährdung der Stadt durch den Inn,
jedoch erfüllten diese nicht die Bescheidsauflagen und damit war eine Einigung im Hinblick auf
die Beeinflussung der Seitengewässer nicht in Sicht. Als einzige Lösung in einer Vielzahl
untersuchter Varianten stellte sich die Querschnittsaufweitung über mehrere Kilometer im Inn
heraus. Dabei wurden Sohleintiefungen und Uferaufweitungen diskutiert. Als Ausführungsvariante kam wegen des intensiv mit den Behörden diskutierten Themenbereiches - Schutz von
unter einer geringen Deckschicht sich befindende Seetone (geringer Erosionswiderstand) bei
einer Querschnittsaufweitung nur die Seitenaufweitung in Betracht. Wie sich im nachhinein
rausstellte, war bedingt durch die vom Hochwasser 2005 ausgelösten massiven
Sedimentumlagerungen und die im Abflussjahr 2006 festgestellten Sedimenttransportraten, die
Querschnittsaufweitung um ~ 18 m sicherlich die wirtschaftlichste und praktikabelste Lösung.
Die Lösung befindet sich derzeit in der Ausführung. Durch die Maßnahme werden die zentralen
Pegel entsprechend Bescheid eingehalten und die Seitengewässer erhalten eine Unterwasserrandbedingung, die Lösungen auch für den tiefliegenden Bereich der Siedlungen in dem
Seitengewässer Rohrdorfer Ache ermöglichen. Nur noch geringe Freiborddefizite für das HQ
100 neu mussten beseitigt werden. Auch in der Rohrdorfer Ache kann nunmehr durch eine
Querschnittaufweitung und eine damit einhergehende Intensivierung des Unterhaltes (kurz
294
Halten des Bewuchses) eine Hochwassersicherheit im ursprünglichen Überschwemmungsgebiet erreicht werden. Da hier die ursprünglichen WSP – lagen entsprechend Bescheid nicht
erreicht werden konnten, wurde als Kompromiss ein wesentlich höherer Schutzgrad für die im
oberen Bereich dominanten Abflüsse des Seitengewässer, als Ausbauziel erzielt. Somit besteht
für das HQ 100 neu als auch für das HQ 100 der Rohrdorfer Ache ein Hochwasserschutz. Die
Lösung ist zur Genehmigung eingereicht.
4
Die Wehre mit der (n-1)-Bedingung
Um die (n – 1) Bedingung an den Wehren für den neuen Bemessungsabfluss nachweisen zu
können, wurden intensive Untersuchungen durchgeführt. Die Lösungen sind geprägt von der
Hochwasser Charakteristik des Inn. Planmäßige (n–1)-Zustände für Wehrrevisionen müssen
nunmehr im Herbst und Winter ausgeführt werden, da hier durch das hochalpine Einzugsgebiet
mit geringeren Hochwassern zu rechnen ist. In hydraulischen Modellversuchen der TU
München wurde nachgewiesen, dass bei Wehrfeldern mit großen Überstromhöhen der
Überfallbeiwert größer ist als in den Berechnungsannahmen. Durch die Betriebserfahrung
konnte zudem nachgewiesen werden, dass bisher kein Versagen der Hauptantriebe
dokumentiert wurde. Für die Stufe Feldkirchen wurden die vorhandenen zwei Portalkräne so
synchronisiert, dass diese gleichzeitig ein Verschlussorgan heben können und somit ein
redundanter Antrieb vorhanden ist. Als hydraulische Belastung wurde somit nur eine teilweise
Blockade des leistungsfähigsten Wehrfeldes angesetzt und bei der Ortsbesichtigung mit den
Behörden die Verfahrweise mit den Kränen abgenommen. Dominant ist die lokale
Wasserspiegellage am Krafthaus (lokales Freibord), diese wirkt sich aber bei der Betrachtung
des Rückstaus mit den zugehörigen Freiborden nicht signifikant aus. Bei der Stufe Wasserburg
wurde durch einen redundanten Antrieb das Versagen der Antriebe ausgeschlossen
(Hubspindelanlage). In 2005 kam es zu einer Verklausung beim Bemessungsabfluss, die aber
nur zu einem geringfügigen Aufstau lokal führte und damit indirekt die Leistungsfähigkeit der
Wehranlage bestätigte. Der Umstand der zur Verklausung führte, wurde durch die Wegnahme
des OW gelagerten Dammbalkenverschlusses als auch durch Änderung der Betriebsweise
sofort durch den Betreiber beseitigt. In Teufelsbruck konnte nachgewiesen werden, dass mit
einem redundanten Antrieb für die Oberschütze die (n–a) Bedingung erfüllt werden kann. Der
Ausfall eines leistungsfähigen Unterschützes führt zu einem tolerablen Überstau beim HQ 100
neu.
Dipl.-Ing. Georg Loy
E.ON Wasserkraft GmbH
Luitpoldstraße 27
84034 Landshut
Georg.Loy@eon-energie.com
295
The role of Slovak dams and reservoirs in the history and at
present
Bedeutung von Talsperren und Staubecken in der Slowakei in
Vergangenheit und in Zukunft
Michal Lukáþ, Marian Minárik
Abstract
The construction of dams and reservoirs in Slovakia has a 500 year old tradition. The oldest
were constructed on the territory of Central Slovakia in the environs of Banská Štiavnica. The
original system of 50 reservoirs was constructed, mainly utilized by the mining industry. All the
dams were constructed as earth-fill dams. Exceptionally original is Rozgrund dam. This paper
deals with this system of historical reservoirs and describes the dam construction at present.
Zusammenfassung
Der Ausbau von Talsperren und Staubecken hat in der Slowakei eine 500-jährige Tradition. Die
ältesten wurden auf dem Gebiet der Mittelslowakei in Umgebung von Banská Štiavnica gebaut.
Für den Bedarf der Montanindustrie entstand hier ursprünglich ein System von 50 Staubecken.
Alle Talsperren wurden aus Erde aufgeschüttet. Eine Besonderheit stellt der Rozgrund-Damm
dar. Dieser Artikel beschäftigt sich nicht nur mit diesem originalem System von Staubecken,
sondern beschreibt auch den gegenwärtigen Talsperrenbau.
1
Natural conditions
Slovak territory covers an area of 49.035 km2. Population density is 110 inhabitants per km2.
The highest peak in the High Tatras is Gerlach (2656 m a.s.l.) and the lowest point is village
Streda nad Bodrogom – 95 m a.s.l.. The majority of Slovakia has mountainous character. The
rivers in Slovakia have total length of 32 738 km and density 0.67 km / km2. On three main
rivers we present their dimension of river basin and their participation on total surface of
Slovakia: Váh – 16.769 km2 / 34.2%; Hron – 12.320 km2 / 25.4%; Bodrog and Hornád – 13493
km2 / 27.5%. Geological conditions in the majority of dam sites are rather complicated, due to
rich regional variability. Natural conditions and economical demands of the society initiated the
development of dam engineering in Slovakia already 500 years ago.
2
History
2.1
Banská Štiavnica system of reservoirs
The construction of the hydraulic system in Banská Štiavnica may by divided into two stages,
the first stage being the period from the 16th to the 17th century. The first reference to a water
supply reservoir is from 1510. In the 17th century numerous reservoirs were constructed which
supplied the mining industry, population and fisheries with water. From the first period, none of
296
the original dams has been preserved. During the 18th century, all of them were either
reconstructed or destroyed.
Early in the 18th century, the second stage of construction started, due to the changed character
of the mining works. Since 1627, when for the first time in the world, blasting powder was used
for blasting of rocks, en unexpected development and opening of tunnels occurred, with an ever
increasing depth of the shafts and total production of gold and silver.
The consequence was an insufficient energy supply for vertical transport and significant
problems with the draining of mines flooded by water. All manual pumping equipments was
insufficient. In 1721, J. E. Fischer installed a steam engine for water pumping. Its disadvantage
was high wood consumption. Therefore, more economical pumping equipment was
investigated. In 1736, J. K. Hell designed a weight beam machine for driving piston pumps. Two
machines were constructed in the Siglisberg shaft, which pumped water from a depth of 162 m.
They operated without failure for 4 years; their output was 282.5 m3 of pumped water, at a
consumption of driving water of 6084 m3. In 1749, J. K. Hell constructed a new, so-called saddle
machine, with lower water consumption of only 2100 m3 of water from a depth of 212 m.
The ever increasing demand for water as the driving medium for pumping machines required
the construction of larger reservoirs. During the 1730s Mikovíny designed new reservoirs or
reconstructed existing ones. Original water management system of 50 reservoirs was
developed. Many of them still exist, having until today their original or new functions. The basic
parameters of the 14 most important reservoirs are presented in (Table 1).
The originality of this extensive reservoir system may be considered from two viewpoints:
– water management aspects,
– construction solution of the dams.
The original approach to water management and hydrologic issues may be seen in the
utilization of water from so-called foreign basins and in the interconnection of respective
reservoirs by means of a system of ditches, tunnels and shafts. The majority of the reservoirs
were characterized by a small area of the basin. The civil engineers were aware of this
circumstance and in striving to improve the hydrologic conditions of their own territory; they
constructed interception ditches close to the reservoirs, which lead into the reservoirs. The most
extensive system of the interception ditches had reservoirs Poþúvadlo (28 km), VeĐká Richnava
(25 km) etc. An additional original feature of the reservoirs was their interconnection by a
system of tunnels and shafts, which ensured multiple water use in the reservoirs.
297
Table 1: Main parameters of some historical dams in the vicinity of Banská Štiavnica
All the described reservoirs were created by earth dams. The height of the dams, built of local
materials ranged from 8.5 m to 30.2 m. Besides the remarkable height, these dams were also
interesting with regard to the economical design of the cross-section, with especially steep
slopes. Of all the dams, the Rozgrund dam is unique due to its height (30.2 m) and the
inclination of its slopes, which are 1:1.5 on the upstream face, and 1:1.25 to 1.75 on the
downstream face (Figure 1). Due to this bold design, it belongs among the most courageously
designed earth dams not only in the Slovakia, but also in Europe. The majority of the dams
were built of materials with a successive alternation of sealing properties in the direction from
the centre towards the slopes. A special feature of several dams is a rather broad dam crest,
which represent a reserve with regard to slope stability.
The dams and reservoirs of the Banská Štiavnica system are significant cultural-technical
landmarks and monuments, which played an important role in the life of this mining region.
Therefore in 1994, the whole hydraulic system was registered in the "Cultural-Technical
Heritage Fund" of UNESCO.
Water supply system Turþek
Water supply system Turþek – conduit of process water for the mining town Kremnica, is an
original water structure, realized probably in the 16th century. Its original feature is the transfer of
water from the river Váh basin into the river Hron basin. The conduit intercepts the surface
water on 15 places. Its original length was 22 km, however its last 6 km long section was poor in
water and demanding on maintenance.
First turbines at some shafts still in operation were installed in 1894, to utilise also the power of
the transported water. Later, in 1903 a hydropower plant was constructed at the place of the
present 2nd stage, having an output of 110 kW. Hydropower plant of the last 4th stage, being the
first underground power plant in Europe, was put in operation in 1921.
298
Figure 1: Rozgrund dam
Hydroelectric system on Staré Hory brook
First hydropower plants, with generators driven by turbines, were constructed on the Slovak
territory from the years 1902 – 1908. Later on (in 1923), the construction of the cascade of
structures on the Staré Hory brook was built. The first stage includes the reservoir and dam
Motyþky and the pressure conduit to the hydropower plant Dolný Jelenec. The second stage is
formed by power plant Staré Hory with the pressure conduit from the reservoir Dolný Jelenec.
The cascade is situated in the altitude of 660 - 550 m.
299
The cascade of reservoirs and hydropower plants Motyþky - Dolný Jelenec – Staré Hory is still
in operation. It has interesting energetic and construction solution. Both reservoirs are created
by originally designed dams – the first partition dams of Ambursen type in Slovakia. However,
additional constructional arrangements were required, and completed in 1948.
3
Typology of reservoirs and dams at present
Reservoirs and dams in Slovakia may be classified according to the age and significance into
there groups:
– historical dams and reservoirs (50),
– dams and reservoirs of small water structures of local importance (200),
– dams and reservoirs listed in the World Register of Dams of ICOLD (50 - Table 2).
First two groups are the most numerous, however their total volume (about 56 .106 m3) is
negligible as compared with the third group. The volume of the reservoirs belonging into 1st and
2nd groups represents only 3 % of the total volume of 1.896 .106 m3, and the volume of the
reservoirs belonging into 3rd group makes 97 %, representing almost 15 % of the average
annual runoff from the Slovak territory (12.5 .109 m3).
From the 3rd group of 50 reservoirs five largest, which have a significant multi-annual or annual
regulation role, are: Orava, Liptovská Mara, VeĐká Domaša, Vihorlat, Starina. Reservoirs
registered by ICOLD may be classified according to their purposes:
– one–purpose reservoir (10 hydropower; 8 water supply)
– multi-purpose reservoirs (32)
Generally, the types of reservoirs in Slovakia are determined by natural, i.e. geological and
climatic conditions, which are rather complicated. Within the flysch areas alternate the layers of
sandstones, conglomerates and slates with various properties concerning the permeability and
bearing capacity, as well as tectonically disturbed vulcanite or metamorphic rocks. All these
aspects, together with climatic and economic conditions, influenced the choice and realization of
the most common type of dams, i.e. earth-fill and rock-fill dams. Their share in the total of large
dams is 76%, and would be still greater, if we would include also the other two groups – 50
historical dams, and 200 dams of local importance.
Most common earth dams are homogenous dams of small height. The highest of them is the
Ružiná dam (H = 22,0 m). Heterogeneous earth dams are usually sealed with clay (mostly
internal core). The sealing is embedded into the subsoil usually with a vertical element (grouting
curtain or concrete membrane). For low, homogenous dams, shallow sealing claws or horizontal
sealing aprons are typical. In two cases PVC foil was used as sealing element. Plastic coating
for sealing used in 1960 for the Dobšiná dam was the first case of plastic material application in
Slovakia and also in World. Rock-fill dams are not numerous, however they are important due to
their height. The dams Nová Bystrica (H = 64 m) and Ružín I (H = 63 m) belong to the highest
dams in Slovakia. The most common sealing element is clay (6 from 7 dams). Only on dams of
the upper reservoir of the pumped storage plant ýierny Váh, asphalt concrete surface lining was
used.
300
Table 2: Main parameters of Slovak dams registered by ICOLD
301
Concrete gravity dams are a significant typological group, having heights of 25 – 41 m. They
were built as massive gravity dam - Ružín II or as relieved gravity dam - Orava. The bedrock of
low bearing capacity (flysch) of the Orava dam, as well as low friction of the foundation interface
of the dam required to increase the stability against shearing failure by means of added
horizontal blocks on the water-side. From these a grouting curtain was constructed, providing
reduction of the uplift pressure, prolongation of the foundation interface, for the benefit of the
dam stability.
4
Conclusion
In 500 years history of dam constructions in Slovakia very important role plays historical dams
(Vodárenská, Rozgrund) as well as valley reservoirs built at present Orava, L. Mara, Ružín etc.
Original from historical aspect are also two Ambursen partition dams – Motyþky and Dolný
Jelenec. From the current dams, on small dam Dobšiná was for the first time in World sealing
from PVC material applied. Unfortunately limited extent of contribution didn’t allow detailed
illustration.
Literature
[1]
Lichner, J. et al.: Banská Štiavnica reservoirs. Harmony, 1997
[2]
Purgina, J.: Samuel Mikovíni (1700-1750). Life and work. Bratislava, p. 263, 1958
[3]
Garbrecht, G.: Historische Talsperren. K. Wittwer, Stutgard, p. 458, 1991
[4]
Abaffy, D.; Lukáþ, M.; Líška M.: Dams in Slovakia. T.R.T. Medium, Bratislava, p. 103,
1955
[5]
Votruba, L.; Broža, V.: Water management in reservoirs. Elsevier, p. 444, 1989
Authors Names and Affiliation
Michal Lukáþ, Ph.D.
Professor
michal.lukac@stuba.sk
Marian Minárik, Ph.D.
Senior lecturer
minarik@svf.stuba.sk
Department of geotechnics
Slovak university of technology
Radlinského 11
813 68 Bratislava
Slovakia
302
Performance of Seepage Control System in the
Largest RCC Dam in Thailand
Leistung des Sickerwasser-Überwachungssystems in der größten
RCC Staumauer in Thailand
Warakorn Mairaing, Chinoros Thongthamchart, Nattapol Chaisiwamongkol
Abstract
The Khun Dan Prakarnchon Dam, the largest RCC gravity dam in Thailand, has been
completed since 2005. On the 1st and 2nd year of impounding, the pressures under the dam
foundation were carefully monitored. For the 1st impounding, the piezometric heads were
activated when the water level has been raised above 25 m above the dam foundation level.
The discharges of foundation and dam body drains which were measured by 80 V-Notch weirs
in the dam galleries show 50% decreasing from the 1st to 2nd year mainly because of selfhealing in micro-cracks in the dam body.
Zusammenfassung
Die Khun Dan Prakarnchon Staumauer, die größte RCC-Schwergewichts-Staumauer in
Thailand, ist im Jahr 2005 fertiggestellt worden. Im ersten und zweiten Jahr des Einstaus wurde
der Druck unter der Staumauer sorgfältig überwacht. Beim ersten Einstau wurden bei einem
Wasserstand von 25 m Erhöhungen des Porenwasserdruckes festgestellt. Sickerwasserabflüsse in Gründung und Staumauer wurden durch 80 V-Messwehre in den Kontrollgängen
gemessen. Sie zeigen einen Rückgang der Abflüsse vom ersten zum zweiten Jahr um 50 %.
Dies dürfte hauptsächlich auf die Selbstheilung von Mikro-Rissen im Mauerkörper zurückzuführen sein.
1
Dam characteristics
1.1
Dam Features
Khun Dan Prakarnchon dam (former Khlong Tha Dan dam) consists of two roller compacted
concrete (RCC) gravity dams separated by rock hill. The dam volume of about 5 million m3, and
it was classified as the world largest RCC gravity dam in 2004. The typical section and profile of
RCC dam are shown in Figure1. The features of the dam are summarized as following:
Maximum dam height [m]
92
Crest length [m]
2 600
Maximum width of foundation [m]
86
3
50
3
224
RCC dam volume [million m ]
Reservoir volume [million m ]
303
Figure 1: Typical section of dam and instrumentation [2, 3]
Outer surfaces of the dam body are slipformed concrete wall and on the upstream face, the thin
reinforcement concrete shell is provided for watertightness. Typically, the vertical contraction
joints made of polyethylene sheet were provided on every 40 meters along the dam axis. The
rubber waterstop and vertical pipe drain on the upstream of facing concrete is provide to block
the seepage water through the joint. The seepage in the dam body is intercepted by the vertical
drain holes of 100 mm. in diameter at 5 m. spacing. The seepage in rock foundation is
controlled by a line of grouting curtain and 2 lines of drainage curtain. The foundation grouting
of cement-bentonite mixture was injected in the rock foundation down to 60 m. at the angle of
20° from the bottom gallery. The 1st and 2nd drainage curtains were done by drilling to the depth
of 40 m and 15 m beneath the foundation respectively. The seepage water is collected into the
dam gallery and then flows by gravity through the steel drain pipe to the downstream slope of
the dam.
1.2
Geology of dam site
The project is located on the rim of the Korat Plauto. The undifferential Permo-Triassic Volcanic
rocks is the major rocks formation over the entire project area This rock unit is consisted mainly
of rhyolite, andesite, rhyolitic and andesitic tuffs, agglomerates and volcanic breccia. It is known
as Khao Yai Volcanic Formation.
On the dam foundation, the major rock of the right bank are mainly pyroclastic rocks which
consists of tuff and agglomerate with basalt and andesite alternatively. On the left bank, the
304
foundation is founded on lava rocks that classified as rhyolite, andesite and basalt. The rosette
diagram of 5500 joints plane shows that the main joint sets align on N 20° to 50° W with dip
angle 60° to 80° to NE and SW. The other joint set aligns on S 80° to 90° W with dip angle 60°
to 80° to SW. The result of permeability test (Lugeon) which performed during site investigation
and construction were evaluated permeability of rock. From the Lugeon map [4] shows that the
most previous zone is around 0+600 and 0+700 and the permeability decreases with depth for
all rock types.
2
Seepage Monitoring
During construction period, 106 piezometers and 8 observation wells were installed. The
piezometers were installed in 2 typical patterns, namely Section A with 6 piezometers and
Section B with 4 piezometers as illustrated in Figure 1. The upper set of piezometers were
placed at 1 m below the dam foundation level, and the rest were placed at 16 m. At the end of
the construction, 80 seepage flowmeters were installed to observe the seepage loss and
monitor the efficiency of the drainage system. The 90 degree V-Notch steel plate weirs were
installed in the gutter in the galleries at the upstream of the outlet pipes[3].
2.1
Seepage Pressure and Uplift Forces
Pressures beneath the dam foundation are continuously measured from the construction period
through reservoir impounding. The relationships between the pressure and reservoir water level
are illustrated in Figure 2. It shows that the pressures on the downstream area of the grouting
curtain on P2/6 and P5/6, P3/6 and P6/6 are rather constant because of the effective of the
foundation drains. But the pressure on P1/6 and P4/6 show the histeresis loop relationship with
the reservoir water level on the initial impounding. This behavior may cause by compressible air
bubbles trapped in the dam foundation. When the pressure increases due to rising of reservoir
level, the air bubbles are compressed and finally dissolved. After reservoir level drawdowns, the
bubbles rebound again. So that some voids in rock foundation still were not saturated by water
on the 1st impounding. The relation of pressure v.s. reservoir level of P1/6 and P4/6 are
nonlinear and irreversible. The pressures difference from P1/6 to P4/6 indicates the head loss
through grouting zone of 20 to 40% of the total head loss.
305
Figure 2: Pressure and uplift beneath dam foundation [3]
Table 1: Efficiency of uplift controls
Date
Upstream head, H1 [m]
Piezometer No.
1/6
4/6
1/4
2/6
3/6
Downstream head, H2 [m]
Total uplift measured, U1 [kN/m]
Total uplift in design, U2 [kN/m]
% Efficiency (U1/U2x100)
SFF (FS against Sliding)
Compressive stress [MPa]
05-10-28
83,9
78,2
22,0
7,3
6,6
3,5
0
11 400
18 500
61,6
3,4
05-12-28
86,4
79,1
21,8
7,5
6,6
3,5
0
11 520
19 010
60,6
3,2
06-07-24
73,8
48,6
12,9
5,0
6,4
4,0
0
8440
16 870
50,0
4,4
06-10-30
87,5
75,1
19,8
5,4
6,3
4,3
0
10 770
19 720
54,6
3,1
1,13
1,21
0,85
1,23
The pressures on section A and nearby section B are combined to determine uplift force as
results shown in Table 1. When the reservoir water at normal high water level (NHWL) or 90 m.,
the total uplift forces beneath dam foundation are ranging from 10 800 and 11 400 kN per linear
m. comparing to 19 000 kN from the design. The sliding stability of the dam body, indicates by
factor of safety against sliding (SSF) shown on equation (1).
SSF
A c (V - U) tan I
H
(1)
where
H
=
Ȉ horizontal forces,
V
=
Ȉ vertical forces
U
=
uplift force,
A
=
area of dam sliding surface
c and Ɏ
=
cohesion and friction of the sliding surface between dam and rock.
306
And the maximum compressive stresses at the dam-body toes are checked by equation (2).
V
V 6 M
2
b
b
(2)
where
b
=
width of the dam base,
M =
moment about base neutral axis
The ultimate compressive strength of the RCC is targeted for 10 MPa. While the allowable
compressive strength for the usual loading conditions was set at 3.33 MPa [1].
When the density of RCC equals to 21 kN/m3, c equals to 0,6 MPa and Ɏ equals to 45° [1]. The
values of SSF and compressive stresses in case of NHWL are given as summarized in Table 1.
Range of SSF are from 3,1 to 3,4 which are higher than the required factor of safety of 3,0, and
the maximum compressive stress at the dam toe is less than 1,3 MPa.
2.2
Seepage discharge
The total seepage through the dam and the foundation had been totally 25 000 m3/day on 2005
and decreased to 12 000 m3/day in 1 year later. The decrease due to the formation of calcium
carbonate compound filling in the voids of interfacial layers of RCC and the subsequence
corrective chemical grouting. The distribution of discharge on various location on dam in case of
NHWL (Figure 2) shows by the average seepage in the discharge steel drain pipes. The
amounts of the seepage from V-Notch herein are presented as the flow rate per meter of dam.
Figure 2 shows that the significant volume of 7,50 m3/day/m has seeped through the dam body.
The seepage through the dam is about 3 to 12 times higher than the seepage through the
foundation.
Seepage through Foundation
On the first impounding, the water from the 1st and 2nd drainage curtains were measured amount
of 3.50 and 0.25 m3/day/m respectively. These flows decrease to 1.61 and 0.17 m3/day/m in the
second year. Although the efficiency loss of the foundation drain system is expected, but the
uplift pressure under the dam foundation have not build up. The seepage through the RCC-S
dam foundation equals to 0.9 m3/day/m which is less than through the RCC-B dam foundation,
because of the lower water level and the foundation rocks of RCC-S dam is relatively more
impervious than those of RCC-B dam.
Seepage through Dam Body
Figure 3 shows that the seepage flows are ranged from 6,15 to 21,38, 2,16 to 12,52 and 0,07 to
1,54 m3/day/m. for the lower, middle and upper galleries respectively. The unusual seepage
occurred in RCC-S middle gallery due to the defect of contraction joint seal. However of later
year, the flows had decrease to 2,71 to 15,60, 0,63 to 3,46 and 0,15 to 0,65 m3/day/m for the
lower, middle, upper galleries respectively. The seepage has reduced with time because of the
cementation and self-healing processes in the dam body. The result of monitoring shows that
the leakage volumes into the upper galleries directly varied with the water level.
307
Figure 3: Distribution of seepage discharges [3]
3
FEM Analyses
During the construction, the seepage quantity and uplift force under the dam foundation were
predicted by FEM based on the results of in-situ permeability tests of the rock foundation and
the grouting curtain [3]. However, during impounding, the significant seepage flow in the dam
body was observed. Then the seepage modeling is modified later by including seepages of the
dam body with the foundation [4]. With varying coefficient of permeability of RCC in range of 1010
and 10-8 m/s, the predicted seepage through the dam body are good agreement with the
measured values. In case of the drainage is fully effective, the analyzed seepage through the
dam is amount of 3,41 m3/day/m. The discharges of the 1st and the 2nd drainage curtain equal to
1,52 and 0,36 m3/day/m respectively. The comparison of the measured values of discharge and
the predicted values in case of without the grouting curtain are given the efficiency of cutoff
equal to 32 % for the second impounding.
Moreover, the uplift beneath dam foundation equals to 11 777 kN/m in the normal condition.
The uplift pressure should be built up to 20 862 kN/m in case of the drainage curtains are failed
[3]. It can be believed that the seepage control system is in the condition as designed.
4
Conclusion
1. Total of 106 piezometers, 80 V-Notch weirs were installed in Khun Dan Prakarnchon Dam,
the largest RCC dam in Thailand. There monitoring yield the valuable data for evaluation of
seepage behavior through dam body and foundation.
2. The sliding stability and the maximum stresses at toe of the dam are evaluated from the
vertical, horizontal and uplift forces observed after the impounding. The SSF and maximum
compressive stress at dam foundation are better than the required SSF of 3,0 and stress of
1,3 MPa. respectively.
3. The observed uplift force at reservoir NHWL indicates the effectiveness of drainage and
grouting systems better than the predictions on the design and construction stages.
4. Significant water discharges through the dam body and foundation are totally 25 000 m3/day
on the first impounding and reduced to 12 000 m3/day on the second impounding. The self
sealing by calcium carbonate from concrete in the dam body is the main reason of void
plugging.
308
5. The seepage through dam body are significant 3 to 12 times higher than from the foundation
which is not expected during the design. So that additional FEM analyses of combined
seepage for dam body and foundation had to be done to reconfirm the seepage behaviors.
Acknowledgements
Authors would like to thank Royal Irrigation Department (RID) and the RID’s staffs at Khun Dan
Prokarnchon (Khlong Tha Dan) Dam Project for the help and useful information.
Literature
[1]
Mairaing, W.; Felix, Y.: Monitoring the Largest RCC Dam in Thailand: Khlong Tha Dan
Dam. Regional Symposium on Infrastructure Development in Civil Engineering, Tokyo
Institute of Technology, Japan. 2000.
[2]
Royal Irrigation Department.: Completion Report : Dam Instrumentation. prepared by
Asdecon corporation, Team consultant engineering and management and Coyne et
Bellier. 2004.
[3]
Thongthamchart, C.: Foundation Seepage Analysis of Khlong Tha Dan Dam. Master
Thesis, Kasetsart University, 2003.
[4]
Royal Irrigation Department.: Final Report Monitoring, Analyses and Implementation of
dam instumentation after construction of Khlong Tha Dan Dam Project. prepared by
Geotechnical Engineering Research and Developement Center, Kasetsart University,
Thailand. 2007.
Warakorn Mairaing, Ph.D.
Department of Civil Engineering, Kasetsart University
Associate Professor, Head of Department
mairaing@yahoo.com
Chinoros Thongthamchart, M.Eng.
Geotechnical Engineering Research and Development Center
Researcher and Doctoral Student
t_chinoros@yahoo.com
Nattapol Chaisiwamongkol, B.Eng.
Department of Civil Engineering, Kasetsart University
Graduate Student,
nattapol_1979@hotmail.com
309
A Piping Incident in a Hydraulic Fill Dam
Rückläufige Röhrenbildung (Piping) in einem Aufspüldamm
J H Meldrum
Abstract
A potentially catastrophic situation developed when a joint in a three barrel box culvert passing
through a hydraulic fill dam impounding over 4 billion m3 fractured. Leakage was first reported
in 1998 and two sink holes observed in 2001; however, subsequent analysis of piezometer
readings indicated potential problems at least four years earlier. Cavities and loose fill were
detected around the culvert during a programme of remedial grouting and CPT testing.
This incident illustrates the risks with culverts passing through embankment dams, particularly
where the material can be easily piped. It also illustrates how instrumentation can be useful for
the detection of leakage, but of little use if the readings are not plotted in a meaningful manner
and appropriately reviewed.
Over 500 m3 of grout has already been injected under the culvert and CPT testing has been
used to identify cavities and ground loosened by the piping. Compaction grouting will be used to
densify embankment fill loosened by the piping.
It would be reasonable to postulate that the piping could have led to a catastrophic event with
the escape of up to 4 billion m3 of water.
Zusammenfassung
Durch den Bruch einer Fuge in dem 3-teiligen kastenförmigen Durchlass eines Aufspüldammes
mit 4 Milliarden m³ Stauinhalt kam es zu einer Beinahe-Katastrophe. Die ersten Leckagen
wurden 1998 gemeldet und in 2001 traten zwei Tagesbrüche auf. Die nachfolgende
Untersuchung der Piezometer-Aufzeichungen zeigte, dass es bereits mindestens 4 Jahre zuvor
mögliche Probleme gab. Im Rahmen eines Verpressprogrammes und bei CPT-Tests wurden
Hohlräume und loses Material in der Umgebung des Durchlasses angetroffen.
Dieser Vorfall zeigt die Risiken auf, die auftreten, wenn Schüttdämme von Durchlässen
durchschnitten werden, besonders dann, wenn das Schüttmaterial anfällig für Piping ist. Dieser
Vorfall zeigt aber auch, wie nützlich die Messtechnik zur Leckage-Ortung ist, diese jedoch nur
geringen Nutzen hat, wenn die Daten nicht sinnvoll ausgeplottet und sorgfältig bewertet werden.
Mehr als 500 m3 Injektionsgut wurden bisher in der Nähe des Durchlasses verbraucht. CPTTests wurden verwendet, um Hohlräume und durch Piping gelockertes Material zu orten. Sog.
Compaction grouting wird eingesetzt, um durch Piping gelockertes Damm-Schüttmaterial zu
verdichten.
Die Behauptung erscheint angemessen, dass das Piping in vorliegenden Fall durch das
Auslaufen von bis zu 4 Milliarden m³ Wasser zu einer Katastrophe geführt hätte.
310
1
Background
The incident is at a culvert passing through Chardara Dam in south-west Kazakhstan. The dam
was built in the 1960s primarily using hydraulic fill. It impounds a reservoir of about 4.6 billion
m3 on the Syrdarya River, which flows 1000 km to the north into the Aral Sea. The reservoir is
used primarily for irrigation. It has a 80 MW hydropower station generating from irrigation and
surplus releases into the main river channel. It also provides flood relief.
The culvert (Figure 1) is used to release up to 200 m3/s directly from the reservoir into a local
irrigation scheme. It has three 4.5 m wide x 3.5 m high barrels in five units of 20 m length.
There is gated control at the upstream end of the culvert and flow within the culvert is open
channel.
Leakage into the culvert was first reported in 1998 and sink holes in 2001. The gravity of the
situation was recognised and the incident became the driver for a World Bank funded project to
deal with a number of problems with the dam as part of the Northern Aral Sea Project.
The author of this paper is the dams specialist on the consultant’s team appointed in 2002 for
the preparation of remedial works designs and supervision of construction. A remedial works
contract comenced in October 2004 and is scheduled to finish in October 2007.
Figure 1: Section and Plan of Culvert
311
2
Findings
2.1
Reported and Observed Defects
Two sink holes were located on the dam crest directly over the outer edges of the central joint
between culvert sections. It was understood that the holes had been topped up by the operator
with sandy material.
Inside the culvert it could be seen that the joint had opened in the base, suggesting that it had
settled differentially. Leakage, which was not immediately obvious as it was masked by leakage
past the culvert control gates, could be detected coming through the joint and it contained fine
sand. It was observed that attempts had been made to stem the flow using pieces of wood.
The upstream face of the dam is protected by concrete slabs approximately 7 x 10 m. There
were no signs of movement of these slabs and no signs of seepage on the downstream face of
the dam in the area of the culvert, although lower parts of the embankment face were damp in
other areas.
The embankment fill and foundation material under the culvert are mostly fine sandy materials.
Drawings found with the operator and original design institute did not indicate any filter or
drainage layers around the culvert or culvert joints.
Piezometer Readings
Three standpipe piezometers from the original construction were located in the downstream part
of the embankment to one side of the culvert (24, 25 and 26 on Figure 1). Readings taken at
varying intervals between twice a week and one month were found with the operator. Those
taken for the previous 10 years were entered into a spreadsheet and resulting plots for 24, 25
and 26 are shown in Figure 2. Since 1994 the piezometric level in the central piezometer (25)
had been above the level in the more upstream piezometer (24) during impoundment.
2.3
Initial Assessment
The fine sand in the leakage water, the sink holes and the low level in piezometer 24 relative to
piezometer 25 all point to the occurrence of piping of material from around the culvert and that
this may have been occurring since at least 1994. It was considered likely that there were
cavities or areas of loosened fill under the culvert around the broken joint and that ‘pipes’ would
extend from these areas towards the reservoir face, with zones of loosened fill along the ‘pipes’
as the embankment fill material collapsed into the ‘pipes’.
312
Figure 2: Piezometer Readings adjacent to Culvert 1993 to 2002
3
Remedial Work Proposals
3.1
Introduction
There was no certainty to how far the piping had developed and with the potential for a
catastrophic event if the dam were to breach with over 4 billion m3 of water impounded and
there being no adequate means to restrict impounding, remedial works were urgently required.
To investigate the situation further would have delayed the remedial works. It would also have
taken time to make the necessary arrangements for investigations as there had been no
provision in the consultancy contract.
It was therefore decided to develop a programme of investigations and remedial works within
the remedial works contract, rather than to try to determine the extent of the problem first.
3.2
Remedial Works
With the leakage entering the culvert through the open joint in the invert it was decided to firstly
try to cut this off and then try to identify and treat the ‘pipes’. To cut off the leakage a
programme of low pressure cavity grouting under the central two sections of the culvert was
specified. The grouting being done through holes drilled through the culvert invert. Provision
was made to extend the zone if cavities were found beyond this area. The grouting was to be
carried out during the drawdown period.
To search for ‘pipes’ and cavities over and to the sides of the culvert a programme of CPT tests
were specified, again covering the central two culvert units. To densify loosened fill and to fill
any cavities, a programme of high pressure compaction grouting was specified on the
suggestion of Panel of Experts member Karre Hoeg (past President of ICOLD). As this process
was not considered feasible close to the surface the upper 3 m of the embankment was to be
re-built.
313
To seal the joint, hydrophylic sealant was specified with a stainless steel cover with provision for
movement. Additional standpipe piezometers were specified for both sides of the culvert (Figure
1) to improve future monitoring.
4
Remedial Works
4.1
Grouting Below the Culvert
The contractor was not able to mobilize the grouting equipment until towards the end of the first
full drawdown period. Grouting was completed under the central two sections of the culvert in
one month. 336 m3 of mainly cement grout with a water to cement ratio by weight of 1 to 1 with
4% by weight of bentonite was injected. Both the outer upstream and downstream rows of holes
took grout so further grouting was ordered. This work was done in the next low reservoir period
in September 2006. A further 183 m3 of grout was injected.
The grout take is equivalent to about 350 mm of grout under the section of culvert grouted.
Although this would indicate extensive cavities there were relatively few connections between
holes. The possible interpretation of this is that the grout was mobilizing loose fill and pushing it
to form a ‘bund’ around a ‘bulb’ of grout.
CPT Testing
Static CPT testing was carried out to the pattern indicated in Figure 4 in October and November
2006. The results are being interpreted using the methodology described in [1] to give an initial
assessment of relative densities. The results show that there are low density zones (relative
density less than 40%), particularly adjacent to the sides of the culvert. Compaction grouting will
be carried out in these zones during the summer of 2007.
The tests at the upstream end of the investigation zone revealed cavities under the concrete
facing above the outer faces of the culvert. The investigations were extended further upstream
and this revealed one further larger cavity of 16 m3 over the right side of the culvert between the
scheduled testing zone and the intake tower. Fortunately the overlying concrete slab was of
sufficient size to bridge this cavity. As the reservoir level was starting to increase the holes
were immediately backfilled with high slump concrete.
It was also found that in a number of the CPT tests, particularly those at the upstream end of
the investigation zone, the 16 tonne limit of the test rig was reached well before the required test
depth. Boreholes are now planned to further investigate the ground.
Additional Piezometers
Whereas it had been intended to install the additional piezometers at the end of the remedial
works such that there would not be the risk of damage from the compaction grouting and
subsequent replacement of the upper part of the embankment, their installation was brought
forward to increase surveillance in the light of the findings from the CPT tests.
5
Piezometer Readings Since Start of Remedial Works
The piezometer readings were monitored for changes during the remedial works. During the first
period of grouting under the culvert no noticeable change occurred in the piezometric levels
314
observed in the three original piezometers, but a change was seen in March 2006, three months
after the first stage of grouting was completed. The level observed in piezometer 24 changed
from being lower to higher than those being recorded in 25 (Figure 3). No other works were
being undertaken in the area at this time. This would suggest that some change had occurred
within the embankment.
Again no noticeable change occurred during the additional grouting under the culvert. Arguably
non may have been expected as the piezometric level was already decreasing from upstream to
downstream in the area covered by the piezometers. However, when readings were obtained
from new piezometer 45 (Figure 1), placed further upstream than the original piezometers, it
was noticed that the piezometric level was lower than in 24 (Figure 6). A similar situation
occurred in the row of new piezometers on the opposite side of the culvert (Nos 46 to 49 –
Figure 1), but this was not seen in the second row of new piezometers placed further away from
the culvert on the same side as the original piezometers (No 41 to 44 – Figure 1). The inference
from the 45 reading was, as may be expected from the CPT test results, that there is a
preferential seepage path from the central part of the embankment. The reason for the low level
recorded in 46 is still to be investigated. It is anticipated that CPT testing and the compaction
grouting zone will need to be extended.
Figure 3: Piezometer Readings adjacent to Culvert from 2006
6
Comments
It must be understood that instrumentation is included by the designer for the monitoring of the
performance of dams, not just for collecting data. In this case had the readings been
appropriately plotted and reviewed it would have provided an earlier indication of a developing
problem that was only first noticed when leakage happened to be observed in the culvert and
only considered serious when sink holes were seen. It may be considered fortunate that a
catastrophic event has not occurred. If the upstream protective concrete slabs had not been
sufficiently large to bridge the cavities that had developed before action was taken the story
315
may have been different. Further work, planned for this year, is still required to secure the safety
of the dam.
Culverts through embankments are recognized as hazardous, and more so when the materials
around the embankment may be easily piped. Where they are used the need for safety
measures can not be overstated.
Literature
[1]
Ref. Lunne, T, Robertson, P.K. and Powell, J.J.M. (1997), Cone Penetration testing in
geotechnical practice, Spon Press, London ISBN 0 419 23750 X
Jack H Meldrum, BEng, FICE
Mott MacDonald Limited
Technical Director, Dams and Hydraulic Structures
Demeter House
Station Road
Cambridge, United Kingdom
Jack.meldrum@mottmac.com
316
Hochwasserschutz durch sächsische Talsperren vor und
nach dem Augusthochwasser 2002
Flood protection with dams - before and after the extreme flood 2002
in Saxony
Uwe Müller, Ulf Winkler
Abstract
This article presents the flood-design and the effects of Saxon dams before and during the
extreme flood in 2002. Because of the extraordinary load situation at the Saxon dams (at some
dams the 10,000-year design-flood was exceeded) during this flood, the connected problems
and damages will be described. The third part illustrates with concrete examples (spillway
tunnel, enlargement of bottom outlet and spillway capacities, enlargement of flood storage), how
management and flood-design of the Saxon dams were changed after analysing this extreme
flood and considering new hydrologic boundary conditions. Also the limits and the conflict
potential especially concerning multipurpose reservoirs will be described.
Zusammenfassung
Im Beitrag soll kurz die Bemessung und Wirkung der sächsischen Talsperren bis zum, während
und nach dem Extremhochwasser 2002 vorgestellt werden. Da die sächsischen Talsperren
während des Ereignisses 2002 einer außergewöhnlichen Belastungssituation (teilweise BHQ2)
ausgesetzt waren, soll aufgezeigt werden welche Probleme und Schäden mit solch einer
extremen Situation verbunden sind. Im dritten Teil soll auch an konkreten Beispielen
(Hochwasserentlastungsstollen, Vergrößerung der Kapazitäten von Grundablassanlagen oder
Hochwasserentlastungsanlagen, Vergrößerung der Hochwasserschutzräume) demonstriert
werden, wie die Bewirtschaftung und Bemessung der sächsischen Talsperren in Auswertung
des Extremhochwassers und unter Berücksichtigung neuer hydrologischer Randbedingungen
verändert worden ist. Dabei wird auch auf die Grenzen und das Konfliktpotential gerade bei
multifunktionalen Talsperren hingewiesen.
1
Bemessung der sächsischen Talsperren bis zum
Hochwasser 2002
Die sächsischen Talsperren sind auf Basis der 1999 für alle LTV-Anlagen neu erstellten
hydrologischen Hochwassergutachten, die die vollständigen Hochwasserganglinien im Bereich
der Wiederkehrintervalle 2 bis 10.000 Jahre einschließlich Hochwasserscheitelwert und
Hochwasserfülle beinhalteten, entsprechend der DIN 19700 (Ausgabe 2004) bemessen
gewesen.
Die Hochwasserscheitelwerte sind, entsprechend der jeweils verfügbaren Datenlage, entweder
mittels extremwertstatistischer Auswertung der vorhandenen Jahreshöchstwerte des
Stauanlagenzuflusses oder für verschiedene Landschaftsräume in Sachsen (wie z. B. Erz-
317
gebirge, Erzgebirgsvorland…) mit Regionalisierungsverfahren „HQ Regio“ entwickelt worden.
Kleine, unbeobachtete Einzugsgebiete sind mit Niederschlag-Abfluss-Modellen bearbeitet
worden. Es wurde davon ausgegangen, dass ein Niederschlag mit einem Wiederkehrintervall T
auch ein Hochwasser mit vergleichbarem Wiederkehrintervall bedingt. Die Bemessungsniederschläge sind dem KOSTRA-Atlas des Deutschen Wetterdienstes für unterschiedliche
Jährlichkeiten und verschiedene Dauerstufen entnommen worden.
Die Hochwasserganglinien einschließlich der Hochwasserfüllen sind für die Mehrzahl der
Stauanlagen über eine regionalisierte, bezogene Ganglinie nach KOZENY ermittelt worden.
Dort, wo die Bearbeitung mittels Niederschlag-Abfluss-Modellen erfolgte, lagen diese Werte
einschließlich Scheitel und Ganglinienformen bereits als Modellierungsergebnisse vor.
2
Bewirtschaftung der Talsperren während des Hochwassers 2002
Wie in einem früheren Beitrag [ 3 ] schon ausführlicher berichtet, stellte sich Mitte August 2002
über Mitteleuropa eine so genannte Vb Wetterlage ein und führte in Sachsen zu
außergewöhnlich hohen Hochwasserscheitelwerten und Abflussfüllen mit sehr hohen Abflussbeiwerten. In den besonders schwer betroffenen Einzugsgebieten der Weißeritz und der Müglitz
kann das Hochwasserwiederkehrintervall nach heutigen Erkenntnissen mit 200 bis 500 Jahren
angegeben werden.
Das stärkste jemals in Deutschland erfasste Niederschlagskerngebiet erstreckte sich über die
Kammlagen des Osterzgebirges. An der Niederschlagsstation „Wasserwerk Altenberg“ wurden
in 24 Stunden 354 mm, an der Wetterstation Zinnwald 312 mm Niederschlag gemessen. Die
Einzugsgebiete der Weißeritz und Müglitz hatten am 12. August 2002 Gebietsniederschläge
von 220 bis 240 mm, vom 11. bis 13. August sogar von bis zu 300 mm zu verzeichnen.
Im Ergebnis dieser extremen Niederschläge traten Abflussspenden von bis zu 5 m³/(s*km²) in
Einzugsgebieten bis zu 15 km² Flächengröße und von 2 m³/(s*km²) in Einzugsgebieten von bis
zu 100 km² Größe auf. Abflussbeiwerte von bis zu 90% sind in Teilgebieten der Weißeritz und
Müglitz erreicht worden.
Zu Beginn des Hochwasserereignisses stand der vollständige gewöhnliche Hochwasserrückhalteraum von 122,5 Mio. m³ in den LTV-Stauanlagen zur Verfügung. In einigen
Stauanlagen war auf Grund der kleinen Zuflüsse vor dem Hochwasser noch zusätzlicher
Stauraum zur Hochwasseraufnahme verfügbar.
Am im Bild 1 dargestellten Hochwasserverlauf an der TS Gottleuba soll beispielhaft für alle
betroffenen sächsischen Talsperren gezeigt werden, wie durch die sachgerechte Bewirtschaftung der Talsperren die Hochwasserscheitel und –abflüsse verzögert und teilweise deutlich
reduziert werden konnten. Die TS Gottleuba besitzt ein oberirdisches Einzugsgebiet von 35,2
km². Am 11. August standen in der TS ein gewöhnlicher Hochwasserrückhalteraum von zirka
2,4 Mio. m³ und in den 4 Hochwasserrückhaltebecken von 6 Mio. m³ zur Verfügung. Der
Gebietsniederschlag betrug am 12.08.2002 = 180 mm, im Zeitraum vom 11. bis 13.08.2002 =
230 mm. Auf Grund der sehr hohen Abflussfüllen konnte ein Überlauf der TS Gottleuba über die
Hochwasserentlastungsanlage (HWE) nicht verhindert werden. An der im Unterlauf gelegenen
Stadt Pirna trat, bedingt durch das in Betrieb gehen der HWE, ein zweiter Hochwasserscheitel
auf, der die Höhe des ersten unbeeinflussten, natürlichen Scheitels aus dem Gottleubagebiet
318
jedoch nicht erreichte. Insgesamt konnte durch die Stauanlagenwirkung der Hochwasserscheitel für Pirna um ca. 33% reduziert werden.
450
Talsperre Gottleuba
Bewirtschaftung in der Zeit des Augusthochwassers 2002
50
45
Hochwasserabfluss in m³/s
Zufluss, Abgabe in m³/s
tatsächlich beobachteter Hochwasserabfluss,
beeinflusst durch die Wirkung der
Hochwasserrückhaltebecken
350
40
35
30
25
20
15
300
250
200
150
100
10
50
5
0
12.8.02 0:00
12.8.02 12:00
13.8.02 0:00
Zufluss zur Talsperre Gottleuba
Bild 1:
3
Hochwasserabfluss, wie er sich ohne
Hochwasserrückhaltebecken eingestellt hätte
400
13.8.02 12:00
14.8.02 0:00
14.8.02 12:00
Abfluss am Unterpegel der Talsperre Gottleuba
0
12.08.02
06:00
12.08.02
18:00
13.08.02
06:00
13.08.02
18:00
14.08.02
06:00
14.08.02
18:00
15.08.02
06:00
Bewirtschaftung TS Gottleuba (links) und deren Einfluss gemeinsam mit 4 HRB auf
Stadt Pirna (rechts)
Standsicherheit und Schäden an den sächsischen Talsperren
Das Augusthochwasser 2002 führte beim Großteil der LTV-Stauanlagen zu einer äußerst
seltenen Belastungssituation. An 32 Stauanlagen ist die HWE in Betrieb gegangen, wobei die
projektierte HWE-Kapazität bei 4 Stauanlagen erreicht oder bis zu 70% überschritten worden
ist. Bei 15 Stauanlagen ist das "Höchste Stauziel" erreicht oder überschritten und bei weiteren 4
Anlagen um weniger als 10 cm unterschritten worden.
In zwei umfassenden Berichten [ 1 ], [ 2 ] sind die nach dem Hochwasser an den LTV-Anlagen
vorgenommenen Bauwerks- und Messdatenanalysen sowie Standsicherheitsuntersuchungen
dokumentiert worden. Dort wird eingeschätzt, dass trotz der hohen Belastungen die
Standsicherheit der Stauanlagen gewährleistet war. Die Einschätzung der Standsicherheit der
einzelnen Anlagen konnte bei Vorliegen aktueller Nachweise, durch direkten Vergleich
berechneter Lastfälle mit der beim Hochwasser aufgetretenen Belastung und bei älteren
Nachweisen durch den Vergleich der tatsächlichen Belastungen mit ähnlichen Lastfällen
erfolgen.
Die Stauanlagen haben auf die extreme Belastungssituation mit z.B. Sickerwasserzunahmen,
Deformationen und Sohlwasserdruckerhöhungen reagiert. Alle lastabhängigen Bauwerksreaktionen konnten durch entsprechende Messwerte als reversibel und unschädlich eingestuft
werden.
Die außergewöhnliche Belastung des Hochwassers führte an den LTV-Anlagen zu Schäden,
die teilweise Einschränkungen in der Gebrauchstauglichkeit zur Folge hatten. An den
Absperrbauwerken selbst entstanden außer an der Vorsperre Klingenberg nur geringe oder
unbedeutende Schäden. Die meisten und schwersten Schäden waren an den HWE (siehe Bild
2) und in den Zu- und Ablaufbereichen der Stauanlagen zu verzeichnen. Typische Schäden
waren z.B. Kolke, Böschungsrutschungen, Rutschungen, Ausspülungen, Ablagerungen, Risse,
Breschen, beschädigte Armaturen, beschädigte Messeinrichtungen und zerstörte Pegel.
319
Bild 2:
TS Klingenberg, beschädigte Hochwasserentlastungsanlage
Die Schäden an den Stauanlagen sind inzwischen nachhaltig behoben worden.
4
Konsequenzen und Bewirtschaftung nach dem Hochwasser 2002
Nach dem Augusthochwasser 2002 sind in Auswertung der unter Kapitel 3 genannten Analysen
zahlreiche Maßnahmen zur Verbesserung der Bewirtschaftung und der Hochwassersicherheit
der Stauanlagen durchgeführt worden.
Wie Tabelle 1 beispielhaft gezeigt, sind die gewöhnlichen Hochwasserrückhalteräume der LTVStauanlagen neu bemessen und dort, wo erforderlich, zum Teil deutlich erhöht worden. Der
gesamte gewöhnliche Hochwasserrückhalteraum ist von 122,5 Mio. m³. auf 147,0 Mio. m³
vergrößert worden. Noch in diesem Jahr soll eine weitere Erhöhung auf 155 Mio. m³ vollzogen
werden.
Da zur ausreichenden Wasserversorgung in Sachsen viele Talsperren einer multifunktionalen
Nutzung unterliegen, musste bei der Vergrößerung der gewöhnlichen Hochwasserrückhalteräume viel Wert auf die Wassergüte- und Wassermengenbewirtschaftung der
verkleinerten Betriebsräume gelegt werden. So zog bei einem Großteil der Trinkwassertalsperren die Veränderung der Stauraumaufteilung zu Gunsten des Hochwasserschutzes
Investitionen in die nachfolgende Trinkwasseraufbereitung nach sich.
Des Weiteren sind die Hochwassergutachten nach einem durch die LTV speziell für die
Ganglinien der Bemessungshochwasser BHQ1 und BHQ2 entwickelten Bemessungskonzept
neu bearbeitet worden. Das Konzept geht von einer Niederschlag-Abfluss-Modellierung aus,
schließt aber weitere, vergleichende Verfahren zur Abschätzung großer und seltener Hochwasser mit ein. Die in den neu erstellten Gutachten für maximal mögliche Niederschläge
320
vorliegenden Werte übersteigen die bisher bekannten MGN-Werte des Deutschen
Wetterdienstes aus dem Jahr 1997 insbesondere im Kammbereich des Erzgebirges.
Tabelle 1: Hochwasserrückhalteraumvergrößerung an ausgewählten LTV-Stauanlagen
Bemessung von HW-Schutz und TS-Sicherheit
Ausgewählte Stauanlagen
IGHR in Mio. m³
Einzugsgebiet
Fließgewässer
Naturraum
vor Aug. 2002
nach Aug. 2002
TS Eibenstock
5,8
10,0
in km²
200
Zwickauer Mulde
Westerzgebirge
HW-Schutzsystem Gottleuba
8,0
9,0
113
Gottleuba
Osterzgebirge
73,1
73,1
1359
Pleiße
Tiefland
* TS Gottleuba
* 4 HRB
Leipziger
HW-Schutzsystem Pleiße
* Speicher Borna
* HRB Regis-Serbitz
* HRB Stöhna
* TS Schömbach
* Speicher Witznitz
TS-Sys. Klingenberg/Lehnmühle
3,5
9,0
89
Wilde Weißeritz
Osterzgebirge
Talsperre Pöhl
9,2
9,2
160
Trieb
Vogtland
Talsperre Rauschenbach
0,9
4,0
70
Flöha
Erzgebirge
Talsperre Lichtenberg
0,5
3,0
38
Gimmlitz
Erzgebirge
2,3
4,3
105
Rote Weißeritz
Osterzgebirge
103,3
121,6
Mittleres
Mittleres
Talsperre Malter
Summe:
Verbesserungen durch bauliche Veränderungen an bestehenden Stauanlagen, wie z.B.
Erhöhung der Grund- und Betriebsauslasskapazitäten, Erhöhung der HWE-Leistungsfähigkeit,
sind überprüft und teilweise bereits umgesetzt worden.
An der TS Klingenberg wird die Leistungsfähigkeit zur Hochwasserentlastung von bisher ca.
105 m³/s auf 220 m³/s erhöht. Da diese Abflusssteigerung nicht allein durch den Umbau der
Grund-/Betriebsauslässe und der HWE möglich war, ist bereits ein ca. 3,3 km langer
Hochwasserentlastungsstollen für 30 m³/s gebaut worden.
An der TS Malter ist die Leistungsfähigkeit der Grundablässe durch eine neue Anordnung von
13 m³/s auf 20 m³/s erhöht worden.
321
Zur Verbesserung der Hochwasserschutzwirkung sind neben baulichen Veränderungen,
geänderten Stauraumaufteilungen oder Bewirtschaftungen, Veränderungen in der Einzugsgebietsbewirtschaftung an bestehenden Stauanlagen auch Machbarkeitsstudien zu neuen
Hochwasserrückhaltebecken (HRB) erarbeitet worden. In Auswertung dieser Studien werden in
den nächsten Jahren im Freistaat Sachsen 13 neue HRB errichtet werden.
Literatur
[ 1 ] LTV: Bericht über die Auswirkungen des Extremhochwassers vom August 2002 auf die
Talsperren, Hochwasserrückhaltebecken und Wasserspeicher der LTV – LTV intern ,
2002
[ 2 ] LTV: Die Standsicherheit ausgewählter Talsperren, Hochwasserrückhaltebecken und
Wasserspeicher während des Augusthochwassers 2002 – LTV intern, 2003
[ 3 ] Müller, U.: Was haben wir gelernt? – Ein Jahr nach der Hochwasserkatastrophe in
Sachsen - Wasserwirtschaft, 93(2003); Heft 12, Seite 09 – 15
Dr.-Ing. Uwe Müller
Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen
Referat Wasserbau
PF 100234
01782 Pirna
Dipl.-Hydrol. Ulf Winkler
Referat Wassermenge
PF 100234
01782 Pirna
Ulf.Winkler@ltv.smul.sachsen.de
322
Neubau von Hochwasserrückhaltebecken im
Freistaat Sachsen
New flood control reservoirs in Saxony
Uwe Müller
Abstract
This article presents an insight in the Saxony approach of searching new sites for flood control
reservoirs. After flood 2002 approximately 200 potential sites have been identified. Based on
detailed flood control studies feasibility studies for 74 potential sites have been carried out. The
estimation of the cost-benefit ratio is of much importance. Fixing appropriate functions of
damage is thereby the focal point and one of the most important questions to be solved. Of
course hydrological, engineering and last but not least environmental investigations and the
potential conflicts will be reflected. As a result of feasibility studies at the moment 13 flood
control reservoirs are in a stage of design and will be constructed.
Zusammenfassung
Im Beitrag soll die Herangehensweise bei der Standortsuche für neue Hochwasserrückhaltebecken (HRB) in Sachsen vorgestellt werden. Unmittelbar nach dem Hochwasserereignis im August 2002 sind über 200 potentielle Standorte erfasst worden. Nach Vorliegen der
Hochwasserschutzkonzepte (HWSK) wurden Machbarkeitsstudien für 74 Beckenstandorte im
Freistaat Sachsen durchgeführt. Ein Schwerpunkt dieser Untersuchungen ist die Durchführung
von Nutzen-Kosten-Analysen. Dabei stellt die Angabe von geeigneten Schadensfunktionen eine
besondere Herausforderung dar. Selbstverständlich werden auch die hydrologischen, bautechnischen und naturschutzfachlichen Untersuchungen und das damit verbundene Konfliktpotential
mit vorgestellt. In Auswertung dieser Machbarkeitsstudien werden in Sachsen zurzeit 13 Hochwasserrückhaltebecken beplant und einer Realisierung zugeführt.
1
Recherche potentieller Hochwasserrückhaltebeckenstandorte
Drei Monate nach dem Augusthochwasser 2002 beauftrage die LTV eine sachsenweite
Recherche zur Erfassung von HRB-Standorten. Die Bewertung unter Berücksichtigung von
Besiedlung, Infrastruktur und Umwelt ergab eine erste Übersicht von 207 potentiellen Beckenstandorten aus räumlicher Sicht. Alle recherchierten Standorte erhielten ein Datenblatt mit
Kartenausschnitt.
108 dieser Standorte sind aufgrund der Besiedlung oder Inanspruchnahme von Schutzgebieten
mit sehr hohem Konfliktpotential und weiteren Gründen als nicht genehmigungsfähig eingeschätzt worden. Bei 99 Standorten ist die vorhandene Genehmigungsfähigkeit als kritisch,
bedenklich und unbedenklich eingestuft worden.
Die hydrologische Bewertung der Beckenstandorte wurde im Rahmen der HWSK für das jeweilige Flusssystem geklärt.
323
Die Standortrecherche erstreckte sich auf Altunterlagen aus den 1950er und 1960er Jahren, auf
die Pläne der Raumordnung und Landesplanung aus den 1990er Jahren sowie auf eine
Umfrage bei den zutreffenden sächsischen Behörden.
Bewertungsgrundlage für die HRB-Standorte war die Vollstaufläche und der sich daraus
ergebende Stauraum. Die Becken wurden zuerst als Trockenbecken mit einem Absperrbauwerk
als Damm betrachtet. Bewertungskriterien waren die Besiedlung, Verkehrstrassen, die Betroffenheit von Schutzgebieten nach EU-Recht sowie die Betroffenheit von Schutzgebieten nach
nationalem Recht. Außer für extra zu bewertende Einzelbauten war die Besiedlung ein Ausschlusskriterium.
Festgestellte Betroffenheiten von Schutzgebieten nach Naturschutzrecht wurden in vier Standortkategorien – sehr hohes Konfliktpotential (Ausschlusskriterium), hohes Konfliktpotential,
mäßiges Konfliktpotential und ohne Konfliktpotential eingestuft.
Je stärker die Beanspruchung der Bewertungskriterien war, wurde die Genehmigungsfähigkeit
als immer unwahrscheinlicher und bei Vorliegen mindestens eines Ausschlusskriteriums als
unrealistisch eingeschätzt.
2
Untersuchungen im Rahmen der Hochwasserschutzkonzepte
Die LTV hat für alle Gewässer I. Ordnung und für den sächsischen Teil der Elbe HWSK auf
Grundlage der neuesten Erkenntnisse des Hochwasserschutzes erarbeiten lassen [2]. Diese
Konzepte stellen gemäß Wassergesetz die wasserwirtschaftlichen Rahmenpläne für einen
nachhaltigen Hochwasserschutz dar.
In den HWSK sind die potentiellen HRB-Standorte einer hydrologischen und hydraulischen
Bewertung hinsichtlich Standorterfordernis und Rückhaltevolumen sowie ihrer Wirkung auf das
jeweilige Gewässer unterzogen worden. Dabei sind u.a. quantitative Aussagen zur Kappung
von Abflussspitzen getroffen und die Auswirkungen auf die Wasserspiegellagen und Überflutungsflächen in den Ortlagen dargestellt worden. Standortvarianten und deren Genehmigungsfähigkeit sowie funktional-technische Zusammenhänge sind nicht näher untersucht worden. Die Bewertung nachteiliger Wirkungen von HRB sowie Nutzen-Kosten-Untersuchungen
waren nicht Aufgabenbestandteil bei der HWSK-Bearbeitung. Um solide Standortentscheidungen für neue HRB treffen zu können, sind für die in Bild 1 dargestellten 74 HRB-Standorte
Machbarkeitsstudien als weiterführende Untersuchungen zu den HWSK zur Präzisierung,
Vertiefung und Ergänzung der Standortinformationen beauftragt worden.
3
Machbarkeitsstudien
Ziel der Machbarkeitsstudien war es, die zweckmäßigsten Standorte oder Standortkombinationen unter Berücksichtigung wirtschaftlicher, technischer, sozialer und ökologischer Kriterien auszuwählen und die Rang- und Reihenfolge ihrer Realisierung festzulegen. Weiterhin
sollte eine belastbare Konzeption für die nachfolgenden Phasen der Projektbearbeitung entwickelt werden. Dies diente der Vorbereitung der nächsten Planungsstufen für auszuwählende
Vorzugstandorte.
324
Bild 1:
Hochwasserrückhaltebeckenstandorte in Sachsen
Die Untersuchungsräume der Studien erstreckten sich, entsprechend der Systematik der flussgebietsbezogenen Betrachtungsweise der HWSK, jeweils auf das Einzugsgebiet eines Gewässers I. Ordnung.
Eine erste Auswahl möglicher HRB-Standorte erfolgte nach hydrologisch-topographischen
Gesichtspunkten. Dabei sind große Teile der Einzugsgebiete und insbesondere die Teileinzugsgebiete mit hohen Abflussbeiwerten bewertet worden. Die Absperrbauwerke sind in der Regel
an Talengen mit stromaufgelegener Talerweiterung platziert worden. Bei anschließenden VorOrt-Begehungen dieser Standorte sind die genaue Lage der Absperrbauwerke und deren
Achsverlauf festgelegt worden. An den Begehungen nahmen Hydrologen, Baugrundsachverständige, Fachberater für naturschutz-fachliche Belange und Wasserbauingenieure teil, so dass
hier unter Beachtung vorhandener Nutzungsansprüche, bau- und gründungstechnischer, naturschutzfachlicher sowie weiterer Randbedingungen eine Vorauswahl für geeignete Standorte
vorgenommen werden konnte.
Diese Standorte wurden anschließend in einem zweistufigen Verfahren nach folgenden Kriterien bewertet:
1. Bewertungsstufe: wasserwirtschaftliche Wirksamkeit, Konfliktpotential / Genehmigungsfähigkeit, Baugrundeignung
2. Bewertungsstufe: wirtschaftliche Effizienz
325
Um die wasserwirtschaftliche Wirksamkeit eines Beckens am betreffenden Standort einschätzen zu können, waren hydrologische Berechnungen zur Retentionswirkung der jeweiligen
Becken und der daraus resultierenden hydraulischen Effekte auf die Durchflussganglinien der
Gewässer I. Ordnung durchzuführen. Diese Berechnungen erfolgten zunächst für ein HQ200 mit
wasserstandsabhängigen ungeregelten Beckenabflüssen, um zu prüfen, ob im Worst-Case eine
Regelung der Beckenabflüsse überhaupt erforderlich ist und ob die durch die vorhandene TalMorphologie begrenzten Speichervolumina ausreichend sind. Die Ergebnisse zeigten, dass
eine Regelung der Beckenabflüsse zur Vermeidung von Schäden unbedingt erforderlich ist, so
dass in der Mit einer Drosselung der Beckenabgaben auf 1 bis 2 m3/s erfolgte die Berechnung
der Retentionswirkung auf die Durchflussganglinien der Gewässer I. Ordnung, jeweils für die
Lastfälle HQ2, HQ5, HQ10, HQ20, HQ25, HQ50, HQ100 und HQ200.
Parallel zur Ermittlung der Retentionswirkung wurden das Konfliktpotential und die Genehmigungsfähigkeit der Standorte bewertet und folgende Aspekte näher untersucht:
Eingriffe in Natur-und Landschaft:
– Einstufung des vom HRB in Anspruch genommenen Gebietes hinsichtlich der
Schutzwürdigkeit
– Darstellung und Bewertung der Eingriffe in Natur und Landschaftsbild durch den Bau
des HRB, den Bau von Transporttrassen zur Baustellenerschließung und durch
Folgemaßnahmen, wie die Verlegung der vorhandenen Infrastrukturanlagen
– Erhaltung der ökologischen Durchgängigkeit des Gewässers
Betroffenheit vorhandener Infrastruktur:
– Notwendigkeit der Verlegung von Straßen und Eisenbahntrassen
– Entsiedlung der Stauräume
– Betroffenheit sonstiger Infrastrukturanlagen (Kläranlagen, überregional bedeutsame
Versorgungsleitungen usw.)
Eignung des Baugrundes:
– Beschaffenheit des Festgesteinsuntergrundes
– Art und Mächtigkeit der Lockergesteinsbedeckung
– Altbergbau
Die Bewertung erfolgte insbesondere hinsichtlich möglicher Ausschlusskriterien für die Realisierung einzelner Standorte. Prinzipiell geht die LTV davon aus, dass ein Standort im Naturschutz- oder FFH-Gebiet von vorn herein kein Ausschlusskriterium darstellt, da die Prioritätensetzung zwischen Hochwasserschutz einerseits und den berechtigten Interessen des Naturschutzes anderseits aufgrund der Schwere und Häufigkeit der in der Region auftretenden
Hochwasser im Einzelfall durch die Wasserbehörde entschieden werden muss.
Im Ergebnis dieser ersten Bearbeitungsstufe sind die Vorzugsstandorte für HRB ausgewählt
und durch Kombination dieser Standorte mehrere Projektvarianten gebildet worden. Die Becken
326
sind so kombiniert, dass das für die jeweilige Ortslage definierte Schutzziel (z. B. HQ100) erreicht
wird und das Konfliktpotential möglichst gering ist.
Die Projektvarianten sind in der zweiten Bearbeitungsstufe hinsichtlich ihrer wirtschaftlichen
Effizienz mittels Nutzen-Kosten-Analyse untersucht und bewertet worden. Um belastbare
Ergebnisse zu erhalten, ist eine genaue Analyse der Kostenstruktur, der Nutzenstruktur und der
Zusammenhänge zwischen diesen beiden Komponenten durchzuführen. Die Kostenstruktur
wird von den Investitionskosten (Planungskosten, Grunderwerbskosten, Baukosten, Ausgleichsund Ersatzkosten) und den laufenden Kosten für Betrieb und Unterhaltung (Instandhaltungskosten, Betriebskosten) bestimmt.
Die Nutzenstruktur wird von der Schadenserwartung für verschiedene Hochwasserereignisse
HQT im Ist-Zustand (Nullvariante ohne Hochwasserrückhaltebecken) und für die Planvarianten
bestimmt. Die Differenz aus den zu erwartenden Schadensummen für den Ist- bzw. Planungszustand ist der Nutzen. Für die Berechnung der Schadenssummen für alle Varianten und für
alle Ereignisse HQ10 bis HQ200 waren umfangreiche Datenrecherchen erforderlich.
Im Ergebnis der zweiten Bearbeitungsstufe sind die Vorzugsvariante je Flussgebiet ausgewählt
und die einzelnen Beckenstandorte flussgebietsübergreifend priorisiert und den entsprechenden Planungen zugeführt worden.
4
Realisierung neuer Hochwasserrückhaltebecken
Die Umsetzung wichtiger HRB-Standorte ist bereits im vollen Gange. Im Müglitztal sind bereits
ein HRB [1] vergrößert (siehe Bild 2) und eins neu errichtet worden. Ein weiteres HRB befindet
sich in Bau und zwei weitere befinden sich in der Genehmigungsphase. Für weitere acht
Vorzugsstandorte werden gerade die Planungen durchgeführt, so dass bei optimistischer
Einschätzung bis 2013 in Sachsen 13 neue HRB realisiert sind.
Bild 2:
Fertiggestelltes Hochwasserrückhaltebecken Lauenstein (Wasserseite)
327
Literatur
[1]
Horlacher, H.-B.; Pohl, R.; Müller, U.: Lessons learned from the analysis of the extreme
2002 flood in Saxony/Germany: New Dams in the Müglitz watershed; ICOLD, 22th Congress on Large Dams, Volume IV, Question 87, R. 40, Seite 597 - 615, Barcelona 2006
[2]
Müller, U.: Der sächsische Weg zur Verbesserung des Hochwasserschutzes – Ereignisanalyse, Hochwasserschutzkonzepte, Risikokommunikation, Prävention; Tag der Hydrologie 2006 „Risikomanagement extremer hydrologischer Ereignisse“, Forum für Hydrologie und Wasserbewirtschaftung, Heft 15.06, Band 1, Seite 205 - 216, Hennef 2006
Dr.-Ing. Uwe Müller
Referat Wasserbau
PF 100234
01782 Pirna
328
Unsicherheitsanalyse zur Breschenbildung im Risk
Assessment für Talsperren
Uncertainty analysis for breach formation in the risk assessment of dams
M. Niemeyer, N. P. Huber, J. Köngeter, H. Polzcyk
Abstract
A new approach for the modelling of breach formation and flood wave propagation within the
scope of risk assessment of dams is presented. The model links the two-dimensional simulation
of the flow to a parametric breach formation module. The results obtained still incorporate
uncertainties, which have impact on the reliability of the inundation modelling. An uncertainty
analysis is performed to quantify the influence of breach formation on the results of the flood
wave propagation by means of a case study. Based on the knowledge of the result’s distribution
functions, the consequences of a failure can thus be considered more comprehensively in risk
analysis for dams.
Zusammenfassung
Zur Abbildung von Breschenbildung und Flutwellenausbreitung im Risk-Assessment-Verfahren
für Talsperren wird ein neues Modell vorgestellt, das die 2D-Strömungssimulation mit einem
parametrischen Breschenmodul verbindet. In einer Fallstudie werden die Auswirkungen von
verbleibenden Unsicherheiten auf die Flutwellenausbreitung analysiert. Aufgrund der Kenntnis
von Ergebnisbandbreiten werden die Versagensfolgen damit fundierter als bislang in Risikoanalysen eingebracht.
1
Modellierung der Breschenbildung im Risk Assessment
1.1
Risk Assessment für Stauanlagen
Das am Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft der RWTH Aachen (IWW) konzipierte
Verfahren RAPID dient der in der DIN 19700 geforderten Quantifizierung, Beurteilung und
Handhabung von Risiken wasserbaulicher Anlagen. Es basiert auf der dreiteiligen Untergliederung in Risikoanalyse, Risikobeurteilung und Risikomanagement [1].
Zur Bestimmung des Risikos als Produkt aus Eintrittswahrscheinlichkeit des Versagens und
potentiell hervorgerufenem Schaden werden innerhalb der Risikoanalyse für eine Stauanlage
auf der einen Seite bauwerkspezifische Versagensmechanismen abgeleitet und die
Versagenswahrscheinlichkeit bestimmt. Auf der anderen Seite werden mögliche Folgen eines
Versagens abgebildet. Die Breschenbildung am Damm initiiert eine Flutwelle hoher potentieller
und kinetischer Energie, die das Gebiet im Unterwasser einer Talsperre überflutet. Ziel der
Abbildung dieser Prozesse ist die detaillierte Bestimmung von Überflutungsflächen, Fließtiefen,
Fließgeschwindigkeiten und Ankunftszeiten, um Eingangsgrößen für die Schadenspotentialanalyse zu liefern. Zur Bestimmung des im Versagensfall verursachten Schadens werden die
ermittelten Größen mit Hilfe von Schadensfunktionen sowie unter der Berücksichtigung
329
unterschiedlicher Nutzungen in Schäden überführt. Die Risikoanalyse endet mit der Bestimmung des Risikos.
Die detaillierte Modellierung von Breschenbildung und Flutwellenausbreitung ist von großer
Relevanz für das Gesamtverfahren, da sie die wesentliche Grundlage für eine realistische
Schadenspotentialanalyse bildet. Im Folgenden wird ein neuer Ansatz zur Abbildung dieser
Prozesse vorgestellt und eine Methode zur Quantifizierung der enthaltenen Unsicherheiten
angewendet.
1.2
Kopplung von Breschenbildung und Strömungssimulation
Zur Abbildung der Flutwellenausbreitung unter Berücksichtigung der Breschenbildung wird ein
Modell entwickelt, das die zweidimensionale Modellierung der Strömung auf Basis der
Flachwassergleichungen mit der eindimensionalen, parametrischen Modellierung der
Breschenbildung basierend auf [1] verbindet. Mit Hilfe des zweidimensionalen Modells wird die
instationäre, transkritische und ungleichförmige Strömung in der Bresche auf Basis der
Flachwassergleichungen besser abgebildet als mit den empirischen Formeln für stationär
gleichförmige Strömung, die in Breschenmodellen häufig verwendet werden [2]. Durch die
gemeinsame Modellierung von Breschenbildung und Flutwellenausbreitung in einem Modell
wird außerdem die Interaktion von Rückstaueffekten aus dem Überflutungsgebiet, der
Strömung in der Bresche und der Breschenentwicklung berücksichtigt.
Der Einsatz eines parametrischen Moduls für die Breschenentwicklung im gekoppelten Modell
ermöglicht die Berücksichtigung heterogener Querschnittsgestaltungen mit den Materialeigenschaften der einzelnen Zonen sowie die detaillierte Abbildung von Dichtungen. Die
Breschenentwicklung wird dabei entsprechend der Sedimenttransportkapazität sowie in
Abhängigkeit vom Dammaufbau und den Materialeigenschaften berechnet. Aufgrund des
parametrischen Charakters des Modells kann ein plötzliches Versagen der Dichtung abgebildet
werden, während die Breschenentwicklung durch weitere Parametervorgaben, wie die Querschnittsform der Bresche als Trapez, geprägt ist. Im Wesentlichen werden in der Kopplung der
beiden Modelle die detaillierten Hydraulikinformationen im Breschenbereich aus der
zweidimensionalen Simulation extrahiert und in vorgegebenen Zeitschritten an das Breschenmodul übergeben. Basierend auf den Hydraulikinformationen wird im Breschenmodul die
Veränderung der Breschengeometrie berechnet. Diese wird wiederum an das Strömungsmodell
zurückgegeben (Bild 1).
1.3
Kalibrierung und Validierung des Modells
Die geometrischen Parameter des neuen Modells werden mit Hilfe von Messdaten aus
Dammbruchexperimenten kalibriert und validiert. [3] führen einen Laborversuch mit homogenem
Sanddamm durch. Die Breschenbildung wird in der Simulation als Drehung um den luftseitigen
Fußpunkt vorgegeben. Die maximale Breschentiefe wird entsprechend der Messergebnisse auf
90% der Dammhöhe festgelegt. Die weiteren Parameter werden so kalibriert, dass gemessene
und berechnete Werte insbesondere bezüglich des Breschendurchflusses übereinstimmen. Die
maximale Breschenbreite ergibt sich ohne Vorgabe aus der Simulation aufgrund der abnehmenden hydraulischen Belastung und entspricht nahezu dem Messwert.
330
Mit den kalibrierten Parametern der Breschengeometrie wird zur Validierung der
Versagensprozess an einem 6 m hohen Steinschüttdamm mit kohäsivem Kern aus einem
Feldversuch berechnet [2]. Der Vergleich zeigt, dass das kalibrierte Modell in der Lage ist
sowohl den maximalen Breschendurchfluss als auch den Verlauf der Ganglinie mit
ausreichender Genauigkeit wiederzugeben.
Bild 1:
Ablaufschema der gekoppelten Modellierung von Breschenbildung und
Flutwellenausbreitung
2
Unsicherheitsanalyse
2.1
Ziel und Methode
Trotz der erfolgreichen Validierung des neuen Modells muss berücksichtigt werden, dass die
Simulation weiterhin u. a. folgende Unsicherheiten enthält:
– Das neue Modell reagiert sehr sensitiv auf einige Parameter. Gleichzeitig ist die Festlegung
der Parameter mit großen Unsicherheiten verbunden. Die Übertragung der kalibrierten Werte
auf den Feldversuch zeigt gute Ergebnisse, der Transfer ist jedoch nicht für alle praktischen
Anwendungen zulässig. Zudem ist in den verwendeten Versuchen jeweils die maximal
mögliche Breschentiefe begrenzt. Bei realen Dammbrüchen werden sehr unterschiedliche
Breschentiefen beobachtet.
331
– In der Kalibrierung und Validierung sind sowohl Aufbau des Damms als auch die
geotechnischen Kennwerte des Materials jeweils genau bekannt. In der Realität müssen
diese Werte aufgrund mangelnder Angaben zum Teil geschätzt werden.
Ziel der Analyse ist es, den Einfluss der Unsicherheiten aus der Breschenmodellierung auf die
Flutwellensimulation zu quantifizieren und zu bewerten, da die Ergebnisse der Überflutungsstudie letztlich in das Risk-Assessment-Verfahren eingehen.
Durch die probabilistische Variation einflussreicher Parameter der Breschenmodellierung wird
die Prognosegüte der Überflutungsergebnisse untersucht. Zunächst werden auf Basis einer
Sensitivitätsanalyse die fünf Parameter mit maßgeblichem Einfluss ausgewählt. Diese
Parameter gehen in Form einer Verteilungsfunktion in die Unsicherheitsanalyse ein, die mit Hilfe
der Stochastic-Response-Surface-Methode (SRSM) [4] durchgeführt wird. Für die Breschentiefe
und die Böschungsneigung des Breschenquerschnitts werden die Verteilungsfunktionen aus
Datensammlungen historischer Dammbruchereignisse ermittelt. Für das Verhältnis von Breitenund Tiefenerosion wird eine Gleichverteilung zwischen 0,5 und 2,7 angenommen [u. a. 5]. Die
geotechnischen Parameter Porosität und Kornrohdichte gehen als Normalverteilungen nach
Vorgaben von [6] ein.
Die SRSM ermöglicht auf Basis einer deutlich geringeren Anzahl von Simulationsläufen als eine
Monte-Carlo-Simulation eine probabilistische Betrachtung der Ergebnisgrößen [4]. Die
Verteilungsfunktionen der unsicheren Eingangsdaten werden in Funktionen von Standardzufallsvariablen transformiert, während die Ergebnisgröße als Polynom der Standardzufallsvariablen ausgedrückt wird. Durch die Bestimmung der Ergebnisgröße an einzelnen
Punkten anhand von Modellrealisationen können die Koeffizienten des Polynoms ermittelt
werden. Dadurch liegt eine Ersatzlösung in Abhängigkeit von Zufallsvariablen vor, mit der eine
Vielzahl von Ergebnissen berechnet werden kann. Diese werden anschließend statistisch
ausgewertet.
2.2
Fallstudie
Die Rurtalsperre wurde bereits in Zusammenarbeit mit dem Wasserverband Eifel-Rur als
Fallbeispiel zur Anwendung von einzelnen Komponenten des Risk-Assessment-Verfahrens
RAPID genutzt [1]. In der Unsicherheitsanalyse unter Berücksichtigung der fünf unsicheren
Eingangsparameter werden Simulationsläufe mit verschiedenen Parameterkombinationen
ausgeführt, aus denen mit Hilfe der SRSM eine Vielzahl von Ergebnissen abgeleitet werden.
Die statistische Auswertung wird für ausgewählte Ergebnisgrößen im Folgenden vorgestellt.
Bild 2 zeigt den Median des maximalen Durchflusses am Damm und an verschiedenen
Stationen entlang des Tals, sowie das aus der Verteilung der Ergebnisse abgeleitete 90%Vertrauensintervall und die relative Standardabweichung. Die Auswirkungen der Unsicherheiten
aus der Breschenmodellierung sind im Nahfeld des Damms beachtlich, nehmen jedoch mit
steigendem Abstand deutlich ab.
Beispielhaft zeigt Bild 3 die Verteilungsfunktion der maximal überfluteten Fläche im
Unterwasser des Damms. Die Funktion enthält ein deutliches Maximum und zeigt eine Schiefe
in Richtung geringerer Werte, so dass die maximal betroffene Fläche klar abgegrenzt werden
332
kann. Die relative Standardabweichung ist mit 2,3 % sehr gering und wird kaum von der
unterschiedlichen Abflussbreite im engen und im weiten Talabschnitt beeinflusst.
Bild 2:
Auswertung zum maximalen Abfluss am Damm und entlang des Tals
Bild 3:
Wahrscheinlichkeitsdichte der Überflutungsfläche im Unterwasser mit
Näherungsfunktion (Weibull)
Die Auswertungen für die maximale Fließtiefe der Flutwelle an jedem Punkt des
Untersuchungsgebiets ergeben, dass die relative Standardabweichung ab einer Entfernung von
10 km vom Damm unter 5 % liegt. Das 90 %-Vertrauensintervall beträgt unmittelbar unterhalb
des Damms mehr als 10 m, im engen Talabschnitt umfasst es 3-4 m und ab der Aufweitung des
Tals nach 25 km beträgt es weniger als 1 m.
333
3
Fazit
Die Unsicherheitsanalyse zur Breschenbildung und Flutwellenausbreitung an der Rurtalsperre
zeigt, dass sich resultierend aus der Parametervariation große Unsicherheiten bezüglich des
maximalen Breschendurchflusses ergeben, die sich jedoch deutlich vermindert auf die
Überflutungsergebnisse auswirken.
Es wird empfohlen, die Unsicherheitsanalyse gegebenenfalls unter Berücksichtigung weiterer
Unsicherheiten in den Gesamtablauf des Risk-Assessment-Verfahrens einzugliedern. Durch die
Kenntnis der bestehenden Unsicherheiten wird die Akzeptanz der berechneten Ergebnisse
verbessert.
Die für die Überflutungsgrößen ermittelten Verteilungsfunktionen sollten auch an die
Schadenspotentialanalyse übergeben werden, so dass die Auswirkungen der Unsicherheiten
auf das Schadenspotential bestimmt werden können. Zur Ableitung einer Verteilungsfunktion
der Risikogröße müssen letztlich auch für die Komponenten Versagenswahrscheinlichkeit und
Schadenspotential des Verfahrens RAPID die jeweils enthaltenen Unsicherheiten ermittelt
werden. Dadurch kann zudem die Aussagegenauigkeit der einzelnen Verfahrensbausteine
miteinander verglichen werden.
Literatur
[1]
Huber, N.P.; Niemeyer, M.; Köngeter, J.; Polczyk, H. (2005): Risikoaspekte in der DIN
19700: Eine exemplarische Betrachtung der Rurtalsperre. In: Wasserwirtschaft, Jg. 95, H.
1/2, pp. 24-30. - ISSN 0043-0978.
[2]
Morris, M. (2004): IMPACT: Investigation of Extreme Flood Processes and Uncertainty.
Breach Formation (WP 2) Technical Report. Wallingford, UK: HR Wallingford (Report;
Contract No. EVG1-CT-2001-00037). http://www.samui.co.uk/impactproject/wp2_technical.htm [Letzter Zugriff am: 15.01.2007].
[3]
Spinewine, B; Delobbe, A.; Elslander, L.; Zech, Y. (2004): Experimental investigation of
the breach growth process in sand dikes. In: River Flow 2004: Proceedings of the Second
International Conference on Fluvial Hydraulics, 23-25 June 2004, Napoli, Italy / Ed. by M.
Greco [et al.]. Vol. 2. Leiden u.a.: Balkema, pp. 983-991. - ISBN 90-5809-688-2.
[4]
Isukapalli, S.; Roy, A.; Georgopoulos, P.G. (2000): Efficient Sensitivity/Uncertainty
Analysis using the combined Stochastic Response Surface Method (SRSM) and
Automatic for Fortran Code (ADIFOR) Differentiation. Risk Analysis, Vol. 20, pp. 591-602.
- ISSN 0272-4332
[5]
Franca, M.J.; Almeida, A.B. (2004): A computational model of rockfill dam breach-ing
caused by overtopping (RoDaB). In: Journal of Hydraulic Research, Vol. 42, No. 2, pp.
197-206.
[6]
Baecher, G.B.; Christian, J.T. (2003): Reliability and Statistics in Geotechnical
Engineering. Chichester, England [u. a.]: John Wiley & Sons. - ISBN 0-471-49833-5
334
Dipl.-Ing. Maren Niemeyer
Dipl.-Ing. Nils Peter Huber
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen Köngeter
Mies-van-der-Rohe-Str. 1
52056 Aachen
niemeyer@iww.rwth-aachen.de
Dipl.-Ing. Herbert Polczyk
Eisenbahnstrasse 5
52353 Düren
polczyk@wver.de
335
Dams as storytellers in Norway
Staudämme als Zeugen der Zeit in Norwegen
Helena Nynäs, Grethe Holm Midttømme
Abstract
Dams are not only technical constructions – they are also storytellers. As a contribution to
preservation of dams as historical monuments, the Norwegian Water Resources and Energy
Directorate (NVE) has initiated a project to present a selection of historically important dams in
Norway. This paper gives an overview of historical dam development in Norway, and gives a
short presentation of the project.
Zusammenfassung
Staudämme sind nicht nur technische Konstruktionen – sie erzählen auch Geschichte. Als ein
Beitrag, Staudämme als geschichtliche Denkmäler zu erhalten, hat die Norwegisches Amt für
Wasser und Energie (NVE) ein Projekt gestartet, durch das eine Auswahl historisch wichtiger
norwegischer Staudämme präsentiert werden sollen. Dieser Artikel gibt eine Übersicht über die
geschichtliche Entwicklung der Staudämme in Norwegen und eine kurze Beschreibung des
Projekts.
1
The variety of stories a dam can tell
A dam can tell a technical, engineering and hydraulic history, but dams also lead into histories
of water as power supplier in both traditional and modern society, as transport facilitator, as
supplier to households and industry and water as amenity value.
The first evidence of dam construction in Scandinavia (and probably Norway) is a description of
Vikings using dam release to halt enemies. The technology of the grinding mill and water
wheel is known to have been taken into use by monasteries in Norway in the 13th century and
mills were common at farms with streams or rivers as part of the property. Ancient dams were
often built of earth, wood or stone, and were used for storing and/or leading water to water
wheels in grinding mills, stamping mills or saws. Arrangements could be built in a row along
rivers. They were often quite simple and the regulating device was a large stone, peat or
wooden poles. These constructions served to provide basic needs such as flour, woollen goods,
wood and timber for many decades.
Timber floating occurred as early as the Viking age, however the activity is assumed to be so
small in extent that it didn’t require dam arrangements. The small amounts of timber and short
distances made it possible to use rivers without special arrangements. The gate saw technology
spread in Norway in the 16th century, and made forestry effective and profitable. Timber became
an important export article and long distance floating expanded. This required dams and bank
protection arrangements. Usually dams were built of wood or a combination of wood and stone.
336
Mining depended on water wheels to run pumps, elevators and bellows, and dams had to be
constructed in order to guarantee water supply for a regular operation of these devices. The
Silver Mines at Kongsberg were established by King Christian IV in the 17th century. The
leading water engineers at this time worked within the German mining industry, and the King
called for several of these to help start up the Silver Mines. The area around the mines contains
a complex system of artificial lakes, dams and water channels that provided water and power for
the mines (Berg 1993). The Silver Mines and the mining landscape in Kongsberg are now
protected as a cultural environment, and the protection also covers dams and water channels.
Most of the dams are masonry dams, some of them with a central core of peat. These dams are
the oldest known dams still in use, some of them dating back to 1660s. The purpose of these
dams today is recreation.
For a long period municipal water supply demanded river and lake regulation nearby cities and
villages. During the1800’s the dominating dam types were masonry and concrete dams. In the
same century small earth fill dams were also constructed at small streams, lakes and ponds in
order to produce ice/ice blocks. Ice was an export article, especially to England. Installations
were built near the sea where the shipment of ice was easy. The ice supplied breweries, hotels,
restaurants, shops, hospitals and households (Vesseltun 1994).
The development of modern dam technology in Norway is a result of development in
engineering, which in turn is linked to the development of hydropower which started in the
1890’s. Most of the dams in operation today are hydropower dams (65% or about 1800). The
first hydropower dams were mostly masonry and gravity dams. Norway's oldest gravity concrete
dam still in use is the 16 meter high Dalsfoss Dam, built in 1902. In the first period of the 1900’s
concrete dams dominated; first gravity dams and thereafter increasingly larger and slimmer
dams (buttress dams and arch dams). The concrete dams and particularly the buttress dams
are labour intensive, requiring a large amount of formwork and reinforcement. From the middle
of the 1950’s, due to economic reasons and improvements in earth moving equipment and
blasting techniques, the embankment dam gradually became the dominating dam type. A
typical Norwegian embankment dam is a zoned rockfill dam with moraine core (Holm
Midttømme 2002).
In some cases, mostly in city parks, dams have been built solely for recreational purposes.
Although in most cases recreation was not the initial function of the dam. As industries and
activities disappeared over time, the dams were often left as the only physical trace of the
industry/activity. Over time the dam and its reservoir becomes a natural part of the landscape
and stakeholders want to keep them as such.
2
The project “Dams as cultural heritage in Norway”
As a response to governmental request, several public sectors have started projects for
recording historical monuments, installations and sites. The purpose is to present a selection of
objects that have high historical value at a national level, and hence need special attention and
preservation. NVE - representing the energy and water resource sector – has in collaboration
with The Directorate for Cultural Heritage completed a project on hydropower production sites in
2006, and presented a representative list of such sites. 27 sites, with focus on the hydropower
stations, were found to be of national historical importance.
337
“Dams as cultural heritage” 2006-2008 is an equivalent project that aims to give a national
overview of dams of all types and purposes, and contribute to ensure preservation and
maintenance of dams that are highly valued from a historical perspective. In order to select
dams of historical importance, a nationwide survey of the variety of purposes and types of dams
of all ages is needed. The project is divided in two phases. In the first phase (2006-2007), as
much information as possible will be collected from the whole country. In the second phase
(2008) the dams will be sorted and evaluated.
Data on 2750 dams are already included in the official dam register held by NVE. About 335 of
these are large dams, according to the ICOLD definition. The register shows that the most
intense construction period was between 1950 and 1989, which runs more or less parallel to the
golden era of hydropower development. Before 1920 the dominant dam type was the masonry
dam, afterwards concrete dams became more and more common. Concrete dams are still the
leading type, even though many of the largest are rockfill dams (Holm Midttømme 2002). The
total number of dams in Norway is for the time being estimated to be around 5000-6000 dams,
and the challenge is to collect information about the last 2000-3000 dams. These dams do not
have priority with respect to governmental supervision of dam safety, as they are mostly small
dams and/or dams out of service.
The project does not include resource demanding field work. Sources of information about
dams not included in the official dam register are numerous: NVEs’ own employees, county and
local authorities, water management associations, hydropower companies, historical societies,
museums, literature and archives. Information requested is; dam type, original and today’s
purpose, age, site/locality, condition, history and ownership. A report on historical development
of dams in Norway has been written to help sorting between different dam types and to link the
dams to different historical periods.
The collected information will be stored in a searchable database. By the end of 2007, the
second phase starts with focus on the evaluation of dams as historical monuments. All dams,
including the dams in the official dam register, will be evaluated. The key parameters are dam
type, purpose, age, environment and condition. The selection of dams is supposed to reflect the
range of use, hence all the stories a dam can tell. A group of experts representing the wide
range of water use history in Norway will assist the project in the selection process. The project
is expected to conclude with a list of historically important dams at the end of 2008.
3
Preservation of historically important dams
When it comes to practical preservation, some possible challenges may be the present
condition of the dams, the financial situation of the dam owners, the dam owner’s (lack of)
interest in dam preservation and modern dam safety requirements. For the small and maybe the
oldest dams worthy of preservation the main problem is probably that the dam owners are
private individuals or municipalities or others having limited economical ability or interest in
preserving the dams. Many of these dams may also be of poor condition and/or the owner may
be unknown. For the larger dams, and typically the dams still “at work” for hydropower
production, the main problem is probably that the dams are classified due to failure
consequences. These dams have to meet strict safety requirements, which may be in conflict
with historical preservation interests. Hence, practical preservation of the most interesting
338
historical dams can only be achieved through a close cooperation between dam owners,
cultural heritage authorities and water authorities. It may also be necessary to consider
comprehensive documentation as an alternative to conventional physical preservation.
Literature
–
Berg, Bjørn Ivar (1993): Kulturminnet Kongsberg Sølvverk, rapport Norsk
Bergverksmuseum
–
Holm Midttømme, Grethe (2002): Flood Handling and Emergency Action Planning for
Dams, Dr.ing.thesis, NTNU, Trondheim
–
Vesseltun, Ida (1994): ”Det er verre for han som holder i den andre enden av saga!”
Isarbeid og isarbeidere i Vollen og Bjerkås. Hovedfagsoppgave etnologi 1994,
Universitetet i Oslo
Helena Nynäs (Senior Adviser/Heritage Consultant)
Grethe Holm Midttømme (Senior Engineer)
Norwegian Water Resources and Energy Directorate (NVE), Oslo, Norway
339
Construction of Yeywa Hydropower Project in Myanmar
– Focus on RCC Technology
Bauausführung der Yeywa Wasserkraftanlage in Myanmar mit dem
Schwerpunkt Walzbeton-Technik
Francisco Ortega S.
Abstract
The Yeywa HEP (790 MW) is under construction at present in Myanmar. The RCC dam, first of
its type in the country, is a 134 m high straight-gravity structure and has a total volume of 2.5
million m3. The construction was planned already during the design stage and a comprehensive
training programme has been developed with the local staff. The use of local natural pozzolan
led to an all-RCC dam design concept. Almost 1.0 million m3 of RCC have been placed in the
first year.
Zusammenfassung
In Myanmar befindet sich gegenwärtig die Yeywa Wasserkraftanlage im Bau. Die Walzbetonmauer, die erste dieser Art im Lande, ist eine 134 m hohe Schwergewichtsstaumauer mit
einem Gesamtvolumen von 2.5 Millionen m3. Die Bauausführung wurde bereits während der
Entwurfsphase geplant, und für die örtlichen Fachkräfte fand ein umfangreiches Ausbildungsprogramm statt. Die Verwendung des örtlich vorhandenen Naturpuzzolans ermöglichte eine
gänzliche Walzbetonausführung. Im ersten Jahr wurden so fast eine Million Kubikmeter Beton
fertiggestellt.
1
Introduction
Yeywa RCC dam is among the largest and fastest RCC dams that have been built so far [1].
The capacity and specifications of the main construction equipment was prepared with the aim
of achieving a high speed of construction with the use of local resources and taking into account
the particular difficult site conditions. One key aspect for the success of the construction of
Yeywa RCC dam has been the comprehensive training programmes made to the local staff
during preparative works and initial stages of the construction. The RCC mix has a total
cementitious material content of 220 kg/m3. The aggregate is crushed limestone from a quarry
source near the dam area and a natural pozzolan available in the country has been researched,
tested and finally used as a replacement of 66% of the total cement content. The concrete mix
is designed to withstand by itself the strength and impermeability requirements of the structure.
This has made it possible to design a simple mass concrete structure with very little
interferences so that the dam could be built rapidly. It is planned to complete the RCC in the
main dam by end of year 2008, with a total placing time of just 34 months.
The capacity of the concrete plant is ca. 500 m3/hour and cooling plants have been installed to
pre-cool the RCC down to a maximum of 18ºC at the mixer delivery point. The RCC transpor-
340
tation systems involve the use of high-speed conveyor system, steel chutes and trucks that are
adapted to the different stages of construction in the dam. The supply of materials and concrete
is under Myanmar local Contractors responsibility and the RCC placement is been made under
a separate contract with a Chinese Contractor.
2
Construction Planning
2.1
General Planning
The first detailed construction planning for the RCC at Yeywa HPP was made back in August
2001. At that time four different scenarios were looked at. The peak RCC monthly production in
the different scenarios ranged from 90,000 to 225,000 m3/month. Two of the four cases were
selected for a more detailed analysis. For each of these two scenarios the construction stages
of the dam and the construction sections were studied according to the specific site conditions
and river diversion arrangements. The construction time for the 2.5 million m3 RCC volume was
respectively 34 and 70 months. Finally the fastest option (RCC in 34 months) was selected to
be included in the Tender Documents that were issued in July and October 2002 for the
concrete production and conveying systems respectively.
2.2
Lay-out of Site Installations
A main input to establish the methods of construction was the river diversion scheme and the
protection during wet seasons of the powerhouse located at the left bank. A longitudinal
concrete cofferdam (LIC) was built in advance with CVC in order to give such protection. RCC is
placed at either side of this structure in different seasons and up to certain elevations depending
on the river floods regime. The LIC was a good opportunity to reach the dam at a central section
by a typical high-speed conveyor system that could be installed on top of it. The total length of
the conveyor system is ca. 400 m determined by the position of the concrete plants (Figure 1).
Figure 1: Overview of Yeywa RCC dam under construction
341
An area for the location of the concrete plants and associated items was selected at the
downstream side on the left abutment. Despite this area was not as large as it would have been
advisable to locate the plants, stockpiles and silos, a comprehensive analysis was developed in
order to achieve the optimised lay-out that has been finally implemented. This is one of the most
efficient and optimised plant lay-out that has been arranged in any RCC dam project built so far
(Figure 2).
Figure 2: RCC concrete production facilities at Yeywa
Due to the limited space available in this area, the main stockpiles for aggregates had to be
located further downstream, at an intermediate point between the concrete plants and the
quarries, which are located further downstream at both sides of the river.
The plants for the production of CVC concrete are also located in the same area than the RCC
plants and this makes possible to use the same cooling plants and other auxiliary facilities.
3
Construction Methods. Plants & Equipment
3.1
Aggregates Production & Stockpiles
Three crushing plants have been installed by three different local Contractors (MSP, HTCT and
AW) in order to reach the specified production of 150,000 ton/month. All three have a similar
arrangement and this consist on a primary jaw crusher, a secondary impact or cone crusher and
a vertical shaft impact crusher (VSI) at tertiary position. These types of crushers were selected
with the main goal of improving the shape of the particles. The VSI crushers were also selected
as optimum equipment for this kind of material to produce enough quantity and quality of fine
aggregate. The crushing plants are operating in a dry process in order to incorporate in the
342
RCC mix all limestone filler available. The optimization of the aggregate quality led to a
significant reduction in the water content of the mixes, and as a consequence to a reduction in
the content of cement (ca. 40 kg/m3 of cement were replaced by natural pozzolan in the final
set of mixes).
The total capacity of the aggregate stockpile is ca. 1,0 million ton distributed in the different
sizes: 40-20, 20-10, 10-5 and 5-0 mm. The stockpile is managed and controlled directly by the
Owner (DHPI). The transportation of the aggregate from the main stockpile to the concrete plant
area is made also by DHPI with dump trucks.
3.2
Concrete Plant & Cooling Facilities
Each size of aggregate is delivered by the dump-trucks onto receiving hoppers and conveyed to
the active stockpile of aggregate at the concrete plant. The capacity of this storage is ca. 50,000
ton. The coarse aggregate is then cooled to a maximum temperature of 10ºC in a cooling
gallery where the material is spread with cold water at ca. 4ºC. This water is then recycled and
cleaned in sedimentation tanks before it is cooled again. The total capacity of the water chillers
is ca. 3.5 million kcal/hour and the length of the cooling gallery is 150 meters.
The fine aggregate is conveyed from the active stockpile directly to the inline silo above the
batching plants. The pre-cooling facilities are completed with a 200 ton/day ice plant and
associated storage and handling equipment, and in addition chilled water is used for the
remaining mixing water in the concrete mixer. The management of the whole cooling system is
led and operated by the local Contractor HTCT so that the resources and energy is efficiently
used to achieve the specified concrete temperature at all times.
The concrete plant consist on four twin-shaft batch type mixers, each with a capacity of 3-m3 per
batch of consolidated concrete. The theoretical peak production of this system is 4x125 m3/hour
and the practical output achieved for each plant with the conditions at Yeywa has been 110
m3/h. Below the four mixers a special delivery system has been designed to allow discharge of
the mixer either to trucks or to a reclaim conveyor that feed the RCC at a continuous rate to the
main high-speed conveyor system. The concrete plant and all associated items have been
supplied by Liebherr of Germany.
The concrete production area is completed with a large storage of cementitious materials. In
total ca. 6,500 ton of natural pozzolan and 3,500 ton of cement are kept in steel silos. The silos
are connected with the concrete plant with heavy-duty blowing systems provided of stand-by
units and easy interconnection between the different units [2].
3.3
Concrete Delivery Systems
The main delivery system of RCC to the dam is the high-speed conveyor system that has been
designed and manufactured in China by CGGC, the Contractor selected for the dam
construction.
The belt is 1,000 mm wide and runs at a design speed of 4 m/s. The conveyor is supported on
self-raising posts that are adjusted in height with the progress of the dam construction stages.
The final element of this system is a swinger conveyor that loads the continuous flow of
concrete onto the dump-trucks that are operated on the lift.
343
In some stages of the construction steel chutes at 45º inclination and with a maximum vertical
height of 35 meters have also been used for the delivery of concrete to the placement area.
This system has been typically used in China in the past and has proven good performance
when operated with this kind of high-paste RCC mixes that are rather cohesive and do not
segregate.
3.4
Concrete Placement
The RCC is spread with Caterpillar D5 type laser-guided dozers and compacted with 10.5 ton
static weight vibratory rollers. The density above 99% of the theoretical maximum is achieved
and a large amount of paste is relatively easy brought up to the lift surface during compaction.
This paste has been designed with a high retardation (initial set of the mix is ca. 20 hours). A
uniform and permanent water curing of the exposed surfaces guarantee that the surface layer is
still fresh when the next layer is placed on top. As a consequence of this process, very good
tensile strength across lift joints (the critical design parameter) have been achieved without the
need of any treatment or bedding mixes placed between RCC layers.
The transverse contraction joints are created by inserting a galvanized steel plate as crack
inducer at the joint plane after RCC has been fully compacted. The watertightness of the
contraction joints is guaranteed by a traditional system of two waterstops and drain embedded
in the facing concrete. This facing concrete is RCC + in-situ added grout that is then vibrated by
immersion vibration against the formwork. Cores through this facing concrete have shown no
difference in the properties of the core RCC consolidated by the vibratory rollers and the facing
grout-enriched RCC. The same system is used as interface between the RCC and the rock
abutments or any other embedded structure (galleries, instrumentation, access shafts, etc.).
4
Training
The success of Yeywa RCC dam would have not been possible without the combined effort of
all parties involved in the training and continuous exchange of knowledge and experience that
has been transmitted to the local personnel in charge of the operation and maintenance of the
plant and equipment. Never before a project of this kind with such amount of industrialized
process had been carried out in this country and we were all aware of the risks involved in such
approach.
Several training sessions were arranged during the years previously to start of the construction
with the local Contractors and the Engineers and staff from the Owner, not only in Myanmar but
also abroad. The construction of several full-scale trials with a total volume of ca. 4,000 m3 were
a great opportunity to test the new materials and in addition to train the teams and test the
construction procedures that have been later on implemented in the main dam.
5
Conclusions
Despite the lack of previous similar experience in the country, Yeywa RCC dam is being
successfully built in Myanmar as part of a large Hydro Project. The construction involves a great
proportion of local resources. A detailed construction planning during the design stage, the use
of well proven suppliers of plants and equipment and a comprehensive training programme are
some of the main key-aspects directly related with this success.
344
Literature
[1]
Kyaw, W.; Zaw, M.; Dredge, A.; Fischer, P.; Steiger, K.: Yeywa Hydropower Project, an
Overview. Proceedings of the Symposium on Water Resources and Renewable Energy
Development in Asia, 2006
[2]
Koe, A.; Ortega, F.; Zaw Naing, A.; Knoll, K.: Construction Planning, Concrete Production
Equipment and Cooling Plants at Yeywa HPP, Myanmar. Proceedings of the Symposium
on Water Resources and Renewable Energy Development in Asia, 2006
Acknowledges
The author would like to give grateful thanks to DHPI and HTCT for the permission to publish
this article.
Author’s Name and Affiliation:
Francisco Ortega S., M.Sc, Ber.-Ing.
FOSCE Consulting Engineers
Director
Lorentzenstr.30, 23843 Bad Oldesloe
Germany
f.ortega@fosce.com
345
Geophysikalische Untersuchungen am Sylvensteinspeicher
Geophysical Investigations on the Sylvenstein Dam
Gregor Overhoff, Stefan Schultheiß
Abstract
The Sylvenstein Dam has been surveyed with geophysical methods. Data were acquired in a
non-destructive way with a combination of Ground-Penetrating-Radar (GPR) and EarthResistivity-Tomography (ERT), whereas two profiles were placed on the surface along the
embankment dam axis’s and two perpendiculars to it. The combination of the results of both
methods achieved in detail information about the structures, boundaries and distribution of
materials
Zusammenfassung
Der Sylvensteinspeicher wurde mit geophysikalischen Messverfahren untersucht. Mit einer
Kombination von Georadar (GPR) und geoelektrischer Tomographie (ERT) auf insgesamt vier
Messlinien parallel und quer zur Dammachse ist das Erddammbauwerk zerstörungsfrei von der
Oberfläche aus erkundet worden. Die Messergebnisse zeigen Informationen hinsichtlich
isolierter Strukturen und Schichtgrenzen innerhalb des Dammes sowie die Verteilung unterschiedlicher Materialien.
1
Einführung
Der Sylvensteinspeicher ist mit 124 Mio. m³ Gesamtstauraum einer der größten staatlichen
Wasserspeicher Bayerns. Seit 1959 erfüllt er seine Aufgaben beim Hochwasserschutz und hat
bei den großen Hochwasserabflüssen in 1977, Pfingsten 1999 und zuletzt beim Augusthochwasser 2005 die Städte Bad Tölz, München und Freising vor großen Schäden bewahrt.
Eine weitere wichtige Aufgabe ist die Verbesserung der Isarwasserführung in langen Trockenperioden. Neben der Stromerzeugung durch zwei Kraftwerke erfüllt der Speichersee auch
ökologische Belange und ist Anziehungspunkt für Erholungssuchende und Touristen.
2
Das Absperrbauwerk
Die Sperrenstelle liegt rund 60 km südlich von München nahe der Ortschaft Fall/Lenggries. An
einer natürlichen Felsenge wird die Isar mit ihren Seitenzuflüssen Dürrach und Walchen
aufgestaut.
Der ursprünglich 42 m hohe und 180 m lange Damm wurde 1958 fertig gestellt. Er gründet auf
einer 100 m tiefen und mit Flussgeschiebe aufgefüllten Erosionsrinne, die durch mehrreihige
Injektionsschleier mit Tongel abgedichtet wurde. Der Erddamm hat einen schlanken zentralen
Dichtungskern aus einem künstlich zusammengesetzten Erdbeton (Kies, Feinsand, Schluff mit
Bentonitzugabe). Neben den anschließenden luft- und wasserseitigen Kaminfiltern aus Moränenkies schließen sich mächtige Stützkörper aus Kies an. Die Böschungsneigung betragen
luftseitig 1:1,75 bis 1:2,25, wasserseitig 1:2 bis 1:2,5. Die Breite am Dammfuß beträgt 220 m.
346
Die Oberfläche des Damms ist auf der Wasserseite mit einem Steinsatz als Erosionsschutz
belegt. Die luftseitige Böschung ist durch natürlichen Grünwuchs mit lokalen Busch- und
Strauchwerk gesichert. Hier verlaufen auch der Abfahrtsweg und mehrere Bermen.
Zunehmende Sickerwasserschüttungen seit den 60-er Jahren, deren Ursache durch Rissebildung und Alterung des bentonitvergüteten Kerns vermutet wurden [1] - waren 1972 Anlass für
Verpressungen im Bereich des östlichen Widerlagers sowie 1987 umfangreiche Injektionen in
den Dichtungskern über die gesamte Dammlänge. Mit einem Regelabstand von 2 m wurden
5300 Bohrmeter im Rotationsbohrverfahren in Kern und Untergrund bis in 60 m Tiefe abgeteuft
und über Manschettenrohre 2000 m³ Ton-Zement-Mischung eingepresst. Die unterschiedliche
Injektionsgutaufnahme im Dammkern ist in Bild 1 zu erkennen [2]. Die dunklen und schwarzen
Bereiche stellen die Flächen mit hoher Injektionsgutaufnahme dar (> 500 l/Bohrmeter).
Bild 1:
Dammlängsschnitt Dichtungsebene mit Aufnahme des Ton-Zement-Injektionsguts
(1987)
Nach Abschluss der Injektionsmaßnahmen wurden für die Überwachung des Druckabbaus im
Dichtungskern und der Untergrundabdichtung zu den seit 1985 vorhandenen 25 Porenwasserdruckgebern sechs weitere Geber eingebaut. Darüber hinaus befinden sich auf den luftseitigen
Bermen verschiedene Pegelgalerien.
Der Rückgang des messbaren Sickerwassers und der bessere Druckabbau im Kernbereich
belegten den Erfolg der Verpressarbeiten. Mit der 1997-99 durchgeführten Erhöhung der
Dammkrone wurde auch der nicht verpresste Bereich des Dichtungskerns (oberhalb Kote 756
mNN) durch die Einbringung einer 12 m tiefen (bis Kote 754 mNN) und mindestens 30 cm
starkem Mixed-in-Place-Wand (MIP) verbessert.
Damit besteht die Dammdichtung heute aus dem ursprünglich geometrisch definierten
Kernmaterial aus Erdbeton, durchsetzt mit Injektionsmaterial in unterschiedlicher Konzentration
und einer definierten MIP-Wand.
347
3
Anlass für geophysikalische Untersuchungen
Nach Abschluss der Dammerhöhung wurde 1999 das Messsystem erweitert. Die vorhandenen
Messeinrichtungen im Damm wurden in sieben Messprofilen neu strukturiert und ergänzt. Damit
kann in diesen Messprofilen durch insgesamt 48 luft- und wasserseitige Porenwasserdruckgeber (PWD) auf den Höhenlagen 710 / 720 / 730 / 740 mNN der Druckabbau in Dammkern
überwacht werden.
Bei der Herstellung bzw. Verfüllung der Bohrungen für die 17 neuen PWD hat sich in
Einzelfällen das Druckverhalten bei vorhandenen PWD-Gebern verändert. So wurden bei
manchen Gebern deutliche Druckanstiege festgestellt, die sich jedoch innerhalb von einigen
Monaten wieder normalisiert haben. Im Messprofil 3 ist der PWD 7 ganz ausgefallen, an
anderen Gebern wie z.B. am PWD 8 war erkennbar, dass sich der Druck zunächst um 0,8 bar
erhöht und dann auf etwa 0,5 bar Druckerhöhung zurückgegangen und seither so verblieben
ist.
Nachdem über die Sickerwassermessungen keine Veränderungen am Dichtungsverhalten des
Dammkerns erkennbar sind, wurde angeregt, die Ursachen für die Änderungen der Messwerte
aus den PWD-Gebern über geophysikalische Untersuchungen genauer zu erkunden. Der
Sylvensteinspeicher bietet für einen Eignungsnachweis der verschiedenen geophysikalischen
Verfahren bezüglich Qualität und Untersuchungstiefe eine geeignete Grundlage, da dort neben
einer entsprechenden Dammhöhe eine umfassende Dokumentation des Bodenmaterials, der
geometrischen Größen und eine gute Messdatenlage vorliegen.
Dies ist für die Interpretation der geophysikalischen Messungen hilfreich. Andererseits sollten
geophysikalische Untersuchungen immer an möglichst ungestörten Objekten oder Körpern
erfolgen, sonst können z.B. die Messprofile (Pegel und PWD-Geber) als „störende“ Strukturen
in den Ergebnissen der Geophysik erfasst werden.
4
Grundlagen der geophysikalischen Messverfahren
Mit geophysikalischen Messverfahren werden physikalische Kennwerte des Untergrundes von
der Land- und/oder Wasseroberfläche aus bestimmt. Aussagen über Aufbau und Materialbeschaffenheit des Untergrundes können somit zerstörungsfrei gewonnen werden. Durch
Kombination verschiedener geophysikalischer Verfahren kann das Ergebnis einer Untersuchung qualitativ verbessert werden.
Mit dem Georadar (GPR = Ground Penetrating Radar) werden über eine Sendeantenne
elektromagnetische Wellen in den Untergrund abgestrahlt. Ein Teil dieser Energie wird an
Grenzflächen von Schichten mit unterschiedlichen dielektrischen Eigenschaften (= Maß der
Durchlässigkeit von Materie für elektrische Felder) reflektiert und von einer Empfangsantenne
registriert. Die Laufzeiten der Wellen werden in gleichen Abständen entlang einer Linie
aufgezeichnet. Aus diesen Radargrammen wird ein 2-dimensionales Abbild des Untergrundes
berechnet, das den Verlauf von Schichtgrenzen und die Lage von isolierten Objekten enthält.
Die Eindringtiefe hängt vor allem von der elektrischen Leitfähigkeit des Untergrunds und der
Antennenfrequenz ab. Allgemein gilt, dass bei schlecht leitfähigem Untergrund und bei
Verwendung von niederfrequenten Antennen die größte Eindringtiefe erzielt werden kann. Das
348
Verfahren wird vor allem eingesetzt zur Lokalisierung von Leitungen, Kabeln, Hohlräumen,
Tanks und zur Bestimmung von Schichtgrenzen und deren Verlauf.
Bei der Geoelektrischen Tomographie (ERT = Earth Resistivity Tomography) wird dem
Untergrund über zwei Elektroden (Bild 2, A und B) ein elektrischer Strom zugeführt. Dadurch
baut sich in Abhängigkeit von der Verteilung des spezifischen Widerstands der im Untergrund
vorhandenen Materialien ein Potentialfeld auf (Bild 2). Die entstehenden Potentialdifferenzen (=
Spannung) können mit zwei weiteren Elektroden (Bild 2, M und N) gemessen werden. Aus den
Messgrößen Spannung und Strom wird der scheinbare spezifische Widerstand berechnet. Er
setzt sich zusammen aus dem Integral der räumlichen Verteilung der spezifischen Widerstände
über einen bestimmten Volumenbereich. Mit Kenntnis der Richtcharakteristik oder der
Parametersensitivität von Elektrodensystemen ist es möglich Messanordnungen mit maximalem
Informationsgewinn im Untersuchungsgebiet zu verwenden. Als ERT werden Gerätesysteme
und Interpretationsverfahren bezeichnet, die aus einer Vielzahl von geoelektrischen Einzelmessungen fein unterteilte Schnittbilder durch zwei- oder dreidimensionale unterirdische
Leitfähigkeitsstrukturen erzeugen.
Bild 2:
Funktionsweise des Earth Resistivity Tomography (ERT) Messverfahrens
Die berechneten geophysikalischen Messergebnisse werden meist graphisch als farbcodierte
Isolinienabbildungen dargestellt. Die in diesem Projekt verwendeten Verfahren können an Land
und zu Wasser eingesetzt werden.
5
Durchführung der Messungen und Auswertung
Die geophysikalischen Untersuchungen erfolgten im Herbst 2006. Es wurden zwei Messlinien
parallel zur Dammkrone (Linie 1 – Dammkrone, Linie 4 etwas nördlicher) sowie zwei Messlinien
senkrecht hierzu (Linien 2 und 3 von der Wasserlinie bis zum luftseitigen Dammfuß) vermessen
(Bild 3). Sämtliche Messlinien wurden mit dem Georadar und der geoelektrischen Tomographie
untersucht. Der Messpunktabstand betrug bei allen GPR Messungen 0,25 m, der Elektrodenabstand bei den ERT Messungen 4 m (Linie 1) bzw. 2 m (Linien 2, 3 und 4). Bei der Bohrlochmessung betrug der Elektrodenabstand 1 m. Die Messlinien, die die Bundesstraße querten,
konnten nicht durchgängig vermessen werden. Alle Messlinien wurden topographisch nach
Lage und Höhe aufgenommen.
349
Bild 3:
Lageplan mit geophysikalischen Messlinien
Insbesondere bei den geoelektrischen Messungen können mit verschiedenen Messanordnungen die Dammstrukturen mit unterschiedlichem Focus erfasst werden. Die Dipol-DipolAnordnung eignet sich besonders gut zur Kartierung steil stehender Strukturen. Dagegen ist die
Wenner-Anordnung besonders gut geeignet exakte Tiefenangaben von Schichtgrenzen bei
überwiegend horizontaler Lagerung zu bestimmen. Alle Messlinien wurden nach beiden
Anordnungen vermessen; bei Messlinie 3 wurde zusätzlich eine Gradientenmessung durchgeführt, da sie sich zur Untersuchung von Dammbauwerken mit komplexem Aufbau besonders
gut eignet [3]. Hierfür wurde eine spezielle Bohrlochmessung in dem Pegelrohr F3 vorgenommen. Die Elektroden steckten auf der Wasserseite des Dammes in vorgebohrten und mit einem
Spezialgemisch verfüllten Löchern. Im wassergefüllten Abschnitt des Pegels F3 (ca. 40 m unter
Pegeloberkante) und am luftseitigen Dammfuß befanden sich die beiden Stromelektroden. Die
so erhaltenen Messdaten wurden mit den vorher gewonnenen Messwerten verschnitten und
gemeinsam ausgewertet. Die Qualität verbesserte sich dadurch signifikant.
Datenbearbeitung
GPR: Die Datenauswertung erfolgte mit einer Software zur Bearbeitung und Auswertung von
digitalen Reflexionsmessungen. Aufgrund der ausgeprägten Topographie bei den Profilen 2 und
3 mussten umfangreiche statische Korrekturen durchgeführt werden. Die mittlere Ausbreitungsgeschwindigkeit der Radarwellen im Projektgebiet betrug 0,11 m/ns, so dass mit den eingesetzten Antennen eine maximale Eindringtiefe von 20 – 30 m erzielt werden konnte. Die
350
Darstellung der Messergebnisse erfolgte in Zeit-/Tiefendiagrammen, die den Ergebnissen der
ERT Messungen unterlegt sind.
ERT: Die Daten wurden mit einer Software zur Bearbeitung, Auswertung und Darstellung von
Widerstandsmessungen ausgewertet. Je Messkonfiguration wurden zunächst die Wenner und
Dipol-Dipol Messlinien unabhängig voneinander bearbeitet und anschließend miteinander
verschnitten. Entscheidend für die erreichbare Eindringtiefe ist die maximale Länge einer ERT
Auslage. Die erzielte Eindringtiefe lag hier bei ca. 40 m unter Geländeoberkante (GOK). Die
Darstellung der spezifischen Widerstandswerte erfolgte in farbkodierten Diagrammen. Bereiche
aus gut leitfähigem Material (= hoher Feinkornanteil) wurden farblich anders markiert als
schlecht leitfähige Materialien (= geringer Feinkornanteil).
Typische Widerstandswerte von Erddammbauwerken sind in der Tabelle 1 aufgeführt. Bei den
durchgeführten Untersuchungen wurden spezifische Widerstände von 10 bis 50 000 ȍ*m
berechnet. Die Topographie hat einen starken Einfluss auf die Messwerte von geoelektrischen
Untersuchungen. Bei Messlinien, die entlang einer Kante verlaufen, ist der gemessene
Widerstandswert bis zu doppelt so hoch wie der reale Wert. Verläuft die Linie parallel zu einer
gut leitfähigen Struktur im Untergrund, so erfolgt eine Fokussierung des Messstroms hin zu
dieser Struktur. Im Allgemeinen versucht man deshalb die Messlinien so auszurichten, dass
sich z. B. die Topographie wenig ändert. Dies ist bei einem Dammbauwerk nicht immer möglich,
insbesondere wenn es um die Erkundung des Dichtungskerns geht.
Tabelle 1: Geoelektrische Kennwerte bei unterschiedlichem Bodenmaterial in Erddämmen
Dammabschnitt
Material
Spezifischer Widerstand (ȍ*m)
Kern
Moränenmaterial
10 – 500
Filter
Sand / Kies
100 – 5000
Füllung, wasserseitig
Fels nass
100 – 5000
Füllung, luftseitig
Fels trocken
1.000 – 50.000
Ergebnisse GPR und ERT
Entlang der vier Messlinien sind isolierte Strukturen in Untergrund aufgezeichnet worden. Längs
der parallel zur Dammachse verlaufenden Messlinien 1 und 4 konnten die Lage und Tiefe von
Einbauten der PWD-Profile 1 bis 7 mit beiden Messverfahren bestimmt werden. In den
Radargrammen sind an diesen Stellen Diffraktionshyperbeln zu erkennen, wie sie typisch sind
für isolierte Einzelobjekte (hier PWD-Einbauten), in den ERT Darstellungen Bereiche erhöhter
Leitfähigkeit. Eine Ursache hierfür sind die metallischen Einbauten der PWD. Unterhalb von ca.
755 mNN ist mit beiden Verfahren entlang der Linien 1 und 4 ein homogener Aufbau des
zentralen Dammbauwerks bestimmt worden. Aufgrund der spezifischen Widerstandswerte,
1000 bis 2000 ȍ*m, ist davon auszugehen, dass hier der Aufbau des Filterkies abgebildet
wurde. Längs der Linie 1 zwischen den PWD-Messprofilen 2 und 3 ist eine Zone mit niedrigeren
spezifischen Widerstandswerten gemessen worden, was in der Graustufendarstellung an den
351
abtauchenden Isolinien in diesem Abschnitt zu erkennen ist (Bild 4). Zudem ist deutlich der Vorsatzpfeiler auf der Sylvensteinwand-Seite als dunkelgraue Fläche, d. h. in diesem Fall schlechtleitfähige Struktur, zu erkennen.
Bild 4:
Dammlängsschnitt mit Abbildung der Messlinie 1 ERT (Dip-Dip) und GPR
Die Messlinien 2 und 3 bilden detailliert den Aufbau des Dammbauwerks im Querschnitt ab.
Sehr deutlich ist in dem Radargrammen (Linie 3) auf der Wasserseite die Sickerwasserlinie
etwa auf Kote 751 mNN als horizontaler Reflexionshorizont zu erkennen. Zusätzlich sind auf der
Luftseite eine Vielzahl von eben verlaufenden Schichtgrenzen im GPR erfasst worden, die
vermutlich begründet sind in den Verdichtungslagen/Baustraßen während der unterschiedlichen
Bauphasen. Zudem ist der Grundwasserstand unterhalb der Talsperre im Bereich des luftseitigen Dammfußes auf 722 mNN zu erkennen (Bild 5). Aufgrund der Konstruktion der Talsperre würde man wasser- und luftseitig vom Dichtungskern Bereiche mit Werten von 100 bis
5000 ȍ*m erwarten, wie sie typisch für Filtermaterial sind. Gemessen wurden aber große
Abschnitte mit niedrigem Widerstand. Dies wird auf den intensiven Streusalzeinsatz im Winter
zurück geführt. Das mit Salz angereicherte Schneeschmelzwasser versickert an der luftseitigen
Dammkrone, hebt durch den gelösten Salzanteil die Leitfähigkeit des umgebenden Materials
deutlich und ist bis in eine Tiefe von ca. 40 m unter GOK nachzuweisen. Nach Tabelle 1 würde
man für den Dammkern spezifische Widerstandswerte von 10 bis 500 ȍ*m erwarten. In Tiefen
352
zwischen 750 und 730 mNN wurden Werte um 1200 ȍ*m berechnet. Dies ist dadurch
begründet, dass durch das 1987 verpresste Ton-Zement-Injektionsgut die ursprüngliche Zusammensetzung des Dichtungskerns in diesem Tiefenabschnitt verändert wurde. Diese Struktur ist
in Bild 5, obere Hälfte, besonders gut als ellipsenförmige Fläche im Zentrum des Deichkerns zu
erkennen. Interessant ist zudem, dass unterhalb von 720 mNN weniger Injektionsgut (Bild 1)
verbraucht wurde und in dieser Tiefe niedrigere spezifische Widerstandswerte gemessen
wurden.
Bild 5:
ERT und GPR bei Messlinie 2 (unten) und 3 (oben), mit Bohrlochmessungen
353
Im untersuchten Kernbereich mit angrenzenden Zonen wurden durch die GPR- und ERTMessungen keine nachteiligen Veränderungen festgestellt. Die Messwerte liegen in Wertebereichen, wie sie nach Literaturangaben für Kern, Filter und Stützkörper zu erwarten sind. Im
Vergleich der beiden Messlinien 2 und 3 sind keine Anomalien im Damm erfasst worden. Auf
der luftseitigen Böschung konnten hohe spezifische Widerstandswerte wie man sie auch nach
Literaturangaben erwarten würde bestimmt werden. Die Abschnitte sind im Bild 5, untere
Hälfte, zwischen E6 und R, sowie in der oberen Hälfte, zwischen E5 und B4T als dunkelgraue
Flächen abgedruckt. Die beiden gut leitfähigen Bereiche auf der Luftseite der Messlinie 2 in
Bild 5 sind oberflächennahe Einbauten der GW-Messpegel (E6 und R).
6
Resümee
Die vorgestellten Messergebnisse dokumentieren die Möglichkeiten moderner geophysikalischer Verfahren zur Untersuchung von Erddammbauwerken am Beispiel der SylvensteinTalsperre. Auf Messlinien parallel und quer zur Dammachse sind Struktur und Aufbau im
Untergrund vermessen worden. Die Kombination von Georadar (GPR) und tomographischer
geoelektrischer Methoden (ERT) ermöglichte es in Verbindung mit den vorhandenen Bodenaufschlüssen, flächige Informationen hinsichtlich isolierter Strukturen und Schichtgrenzen sowie
die Verteilung unterschiedlicher Materialien im Bauwerk zerstörungsfrei von der Oberfläche zu
ermitteln. Trotz der beengten Lage des Bauwerks konnten Eindringtiefen von bis zu 40 m unter
Geländeoberkante erreicht werden. Ungewöhnliche Inhomogenität im Dammbauwerk konnte
als Ergebnis der geophysikalischen Messungen nicht festgestellt werden. Das vorhandene
dichte Kontrollsystem im Dammkörper beeinflusste zum Teil die Messwerte der ERTUntersuchungen, zeigte sich aber in einem besonderen Anwendungsfall als sehr vorteilhaft für
die Verbesserung von Qualität und Tiefenwirkung der ERT-Bohrlochmessung.
Literatur
[1]
List, F; Strobl, Th.: Veränderung der Abdichtungswirkung des Kerns vom
Sylvensteindamm infolge Alterung. In: Wasserwirtschaft 81 (1991), Heft 7/8, S. 322-327.
[2]
Winner, E; Kratz, P; Becker, M.: Sanierung der Dammaufstandsfläche und des
Dichtungskerns. Dienstbesprechung 1988, unveröffentlicht
[3]
Sjödahl, P.; Resistivity investigation and monitoring for detection of internal erosion and
anomalous seepage in embankment dams, doctoral thesis, 2006, Lund University
Dipl.-Ing. Gregor Overhoff
Bayerisches Landesamt für Umwelt
Lazarettstraße 67
80636 München
Dipl. Geophys. Stefan Schultheiß
Tricon Geophysik und Systemtechnik GmbH
Am Moosfeld 69
81829 München
354
Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung in Staudämmen
Distributed Flow Velocity Measurement in Embankment Dams
Sebastian Perzlmaier,
Markus Aufleger
Abstract
In the scope of a DFG-funded (Deutsche Forschungsgemeinschaft) research project the active
temperature method has been developed for distributed flow velocity and degree of saturation
measurements at the Institute of Hydraulic and Water Resources Engineering in the last years.
A large number of test has been performed to know about the calibration. The fundamental
relationship between temperature response in the heat-up cables and the parameters flow
velocity an degree of saturation could be described empirically as well as analytically. The new
method allows for a large number of improved applications referring to the monitoring of
embankment dam stability related to seepage like slope stability and internal erosion.
Zusammenfassung
Im Rahmen eines von der DFG geförderten Forschungsprojektes am Lehrstuhl und der
Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft der TU München ist es in den vergangenen Jahren gelungen, die Aufheizmethode unter Durchführung umfangreicher experimenteller Untersuchungen und durch Anwendung analytische Methoden derart weiterzuentwickeln,
dass heute erstmals sowohl die Filtergeschwindigkeit als auch der Sättigungsgrad in Böden
verteilt, also räumlich aufgelöst, gemessen werden können [1]. Daraus erwachsen vielfältige
wasserbauliche Anwendungen bei der Bewertung der Standsicherheit durchströmter Dämme
oder der Überwachung von Dichtungselementen.
1
Verteilte faseroptische Leckageortung mit der Aufheizmethode
Leckageortung
Die verteilte faseroptische Leckageortung bedient sich der verteilten faseroptischen
Temperaturmessung, die mit so genannten DTS – Geräten die räumliche Temperaturverteilung
und die zeitliche Temperaturentwicklung entlang von Glasfaserkabeln örtlich hoch auflösend
messen kann. Bei der Aufheizmethode als einer möglichen Variante werden die Kabel durch
Anlegen einer elektrischen Spannung an integrierte Kupferadern aufgeheizt. Die durch das
Heizen erzeugte Temperaturdifferenz erlaubt Rückschlüsse auf Wassergehalt und Wasserbewegung in der Kabelumgebung.
Verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung
Die verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung basiert auf dem für erzwungene Konvektion
typischen Zusammenhang zwischen Wärmeübergangskoeffizient und Filtergeschwindigkeit, der
ab Filtergeschwindigkeiten 10-5 m/s maßgeblich die im Kabelinneren gemessene Temperaturdifferenz beeinflusst. Die Übertragung der Temperaturdifferenzen in Filtergeschwindigkeiten
erfordert Kalibrierfunktionen, welche durch zahlreiche Aufheizversuche in Wasser und
355
durchströmten Böden bei Variation der Geschwindigkeit beschrieben werden konnten. Diese
Versuche bestätigen die theoretischen thermodynamischen Zusammenhänge. Die Kalibrierfunktionen können, abgesehen von der Bestimmung des Kabeleinflusses, also auch auf
analytischem Weg aus den Bodenparametern abgeleitet werden. Der Messbereich der
Filtergeschwindigkeit 10-5 wf 10-3 bis 10-2 m/s liegt in einem für wasserbauliche Fragestellungen relevanten Bereich. Der Winkel zwischen Kabel und Anströmung hat keinen
wesentlichen Einfluss auf die dT/wf – Funktion, solange er weniger als ± 30° von der Senkrechten abweicht. Die Orientierung der Strömung gegen die Schwerkraft spielt keine Rolle,
wenn der Durchlässigkeitsbeiwert der Umgebung kleiner 10-2 m/s ist und sich keine freie
Konvektion ausbildet.
In (Bild 1) ist der Temperaturunterschied dTU zwischen Kabelwand und Umgebung für
verschiedene Kabel in Sand mit und ohne Vliesstoffummantelung über die Filtergeschwindigkeit
wf dargestellt. Die in Versuchen gemessenen Punkte lassen sich gut durch die analytisch
berechneten Kurven abbilden.
Bild 1:
Kalibrierfunktionen verschiedener Kabel in Sand mit und ohne Vliesstoff, D:
Kabeldurchmesser, ql: Heizleistung
Die Messgenauigkeit der verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung hängt von der Heizleistung,
vom Kabeldurchmesser und -aufbau, von der Messgenauigkeit der verteilten Temperaturdifferenzmessung und von der Kabelumgebung ab [1] [2].
Verteilte Bestimmung des Sättigungsgrades
Neben der Filtergeschwindigkeitsmessung kann die entwickelte Methode auch zur verteilten
Bestimmung des Sättigungsgrades verwendet werden, was auf der Theorie zur instationären
Wärmeleitung um einen Heizzylinder basiert. Der durch das Heizen verursachte Temperaturanstieg im Kabelinneren hängt von der effektiven Wärmeleitfähigkeit der Kabelumgebung ab.
Insbesondere die Steigung der Aufheizkurve im logarithmischen Zeitmaßstab erlaubt nach
ausreichender Heizzeit einen direkten Rückschluss auf die Wärmeleitfähigkeit. Aufheizversuche
in verschiedenen granularen Stoffen und Böden unterschiedlicher Wärmeleitfähigkeit haben,
verglichen mit konventionell experimentell und analytisch bestimmten Wärmeleitfähigkeiten, die
Eignung der Aufheizmethode zur verteilten Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit in einem
Messbereich von 0,05 W/(m·K) Oeff 2,5 W/(m·K) bewiesen.
356
Da sich die Wärmeleitfähigkeiten von Wasser und Luft stark unterscheiden, kann aus der
effektiven Wärmeleitfähigkeit poröser Medien auf deren Wassergehalt bzw. auf deren
Sättigungsgrad geschlossen werden. Die zur Übertragung der gemessenen Temperaturdifferenzen dTi in Sättigungsgrade S erforderlichen Kalibrierfunktionen ist in (Bild 2) exemplarisch für Sand durch mehreren Aufheizversuche (Punkte) bei unterschiedlichen Sättigungsgraden dargestellt, wobei die Anwendbarkeit der einfach zu handhabenden Näherungslösungen
für die instationäre Wärmeleitung (Linie) bestätigt wird. Auch wenn die Messgenauigkeit der
verteilten Bestimmung des Sättigungsgrades mit der Aufheizmethode kleiner ist als mit
herkömmlichen punktuellen Messgeräten (z. B. TDR Sonde), so zeichnet auch sie sich durch
die hohe Informationsdichte der räumlich aufgelösten Messung aus. Bei Anwendung in nicht
bindigen Böden ist vor allem eine zuverlässige Unterscheidung restfeuchter und gesättigter
Bereiche von Bedeutung, welche die Aufheizmethode leisten kann. Die Zuverlässigkeit dieser
Unterscheidung nimmt durch Verwendung künstlicher Kabelumgebungen hoher Porosität und
geringer effektiver Wärmeleitfähigkeit zu.
Bild 2:
2
Zusammenhang zwischen Temperaturdifferenz im Kabel dTi und Sättigungsgrad S in
der Kabelumgebung, H: Kontaktleitwert
Relevanz für praktische Anwendungen
Durchströmung und Standsicherheit von Dämmen
Die Standsicherheit von Dämmen wird durch hydraulische, geohydraulische oder statische
Versagensmechanismen bestimmt. Hydraulisches Versagen fasst alle Prozesse der
Oberflächenerosion durch strömendes Wasser zusammen. Geohydraulischen Versagensmechanismen beschreibt die schadhaften Einwirkungen des im Boden strömenden Wassers
auf die Bodenstruktur, wie den hydraulischen Grundbruch oder die hydrodynamische
Bodendeformation. Dabei ist die Geschwindigkeit des Sickerwassers maßgebend. Die
statischen Versagensmechanismen beschreiben die möglichen Versagensformen des Erdkörpers als statisches System. Damit werden vorrangig übermäßige Verformungen wie beim
Abscheren eines Teiles der Dammböschung entlang einer Gleitfuge erfasst. Die Lage der
Sickerlinie und somit im weiteren Sinne die Verteilung des Wassergehaltes ist hierfür von
Bedeutung.
Mit der verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung und der verteilten Bestimmung des
Sättigungsgrades verbinden sich zwei aussagekräftige, für wasserbauliche Fragestellungen
357
relevante Messmethoden zu einem neuen leistungsfähigen Messsystem. Die verteilten
Informationen über Filtergeschwindigkeit und Sättigungsgrad erschließen vielfältige Anwendungen bei der Überwachung der erdstatischen und geohydraulischen Standsicherheit von
Dämmen sowie bei der Überwachung der Funktionalität von Dichtungselementen und Fugenkonstruktionen [3].
Überwachung hydrodynamischer Bodendeformation
Zur Beurteilung der Gefahr der hydrodynamischen Bodendeformation werden in der Regel
hydraulische Gradienten betrachtet, obwohl die Strömungsgeschwindigkeit die hydraulische
Belastung besser charakterisiert. Mit der verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung steht nun
eine Methode zur Verfügung, die diesen, für den Transport von Partikeln in oder aus einem
Erdstoff maßgebenden, Parameter räumlich aufgelöst, messen kann. Der Messbereich der
verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung zwischen 10-5 und 10-2 m/s entspricht einer Porengeschwindigkeit zwischen 4 bis 8·10-5 und 4 bis 8·10-2 m/s. Verglichen mit den kritischen
Geschwindigkeiten für Partikeltransport nach [4] in (Bild 3) lassen sich somit Aussagen über die
Gefahr der hydrodynamischen Bodendeformation (v.a. Suffosion, rückschreitende Erosion und
Kontakterosion) in körnigen Erdstoffen mit transportierten Partikelgrößen bis zu einigen Millimetern machen.
Bild 3:
Kritische Porengeschwindigkeit in Abhängigkeit von der Korngröße nach [4] in [1]
Die hydrodynamische Bodendeformation von bindigen Erdstoffen, wie im Erdkern eines
Zonendammes, wird vor allem durch konzentrierte Leckagen ausgelöst. Zur Beurteilung der
Erosionsgefahr betrachtet man klassischerweise den Druckabbau im Kern sowie die
Phasenverschiebung zwischen Porenwasserdruck und Seewasserspiegel. Die Porenwasserdrücke im Kern werden in der Regel punktuell mit Porenwasserdruckgebern aufgezeichnet, was
immer die Gefahr birgt, Zonen erhöhter Durchlässigkeit nicht zu erfassen. Zusätzlich stehen
358
meist Messungen des Sickerwasserabflusses zu Verfügung, die aber nur integrale Werte
liefern.
Die vorgestellten Weiterentwicklungen der Aufheizmethode ergeben bereits mit einem einzigen
Kabel im Sickerwassersammler am Fuß der luftseitigen Filter- und Drainageschicht eine
deutlich verbesserte örtliche Auflösung der Informationen über die Durchsickerung. Darüber
hinaus ermöglicht ein Vergleich kritischer Geschwindigkeiten für Erosionsbeginn mit
Filtergeschwindigkeiten, die idealer Weise in verschiedenen Höhenlagen direkt hinter dem Kern
verteilt gemessen werden, eine Abschätzung von Risikopotentialen der hydrodynamischen
Bodendeformation. Limitiert wird die Aussagekraft einer derartigen Installation durch die
beschränkte Ortsauflösung der verteilten Filtergeschwindigkeitsmessung und durch den
Abstand der Kabelhorizonte. Beim Bau neuer Dämme bietet es sich an, die preiswerten Kabel
hinter dem Kern zu verlegen, auch wenn regelmäßige Messungen erst dann begonnen werden,
wenn zum Beispiel die Sickerwassermessung auf Unregelmäßigkeiten hindeutet. Eine derartige
Instrumentierung bestehender Dämme gestaltet sich schwierig, auch wenn eine Positionierung
der Kabel in Bohrungen im Filter grundsätzlich möglich aber riskant erscheint.
3
Fazit
Natürlich kann kein Glasfaserkabel verhindern, dass ein Damm, der durch wie auch immer
geartete Umstände seinen Grenzzustand der Tragfähigkeit erreicht hat, versagt. Die
vorgestellten verteilten faseroptischen Messmethode stellen jedoch ein leistungsfähiges
Werkzeug zur Verfügung, das helfen kann, Veränderungen bei der Durchsickerung von
Dämmen derart rechtzeitig zu erkennen, dass ein mögliches resultierendes Versagen durch
geeignete Maßnahmen abgewendet werden kann. Dabei liefern die Methoden im Vergleich zu
konventionellen Überwachungskonzepten nicht nur eine große räumliche Auslösung, sondern
auch quantitative Informationen über die Parameter Sättigungsgrad und Filtergeschwindigkeit,
die neben einer bloßen Ortung einer Leckage auch eine Bewertung der Relevanz einer
Leckage bezüglich der Standsicherheit zulassen.
Literatur
[4]
[2]
Goltz, M.; Perzlmaier, S.; Aufleger, M.; Schramm, V.: Optimierte Glasfaserkabel zur
Leckageortung und Filtergeschwindigkeitsmessung. Tagungsband 14. Deutsches
Talsperrensymposium, September 2007.
[3]
Aufleger, M.; Dornstädter, J.; Strobl, T.; Conrad, M.; Perzlmaier, S.; Goltz, M.: 10 Jahre
verteilte faseroptische Temperaturmessungen im Wasserbau. Tagungsband 14.
Deutsches Talsperrensymposium, September 2007.
[4]
Muckenthaler, P.: Hydraulische Sicherheit von Staudämmen. Berichte des Lehrstuhls und
der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität
München, Heft 61, 1989.
359
TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG
A-6020 Innsbruck
Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Markus Aufleger
Technikerstraße 13
A-6020 Innsbruck
360
Restrisiken an Talsperren und deren Folgenabschätzung
Residual Risks at Dams and Estimation of Consequences
Reinhard Pohl, Antje Bornschein
Abstract
Owners and Operators of installations and plants with a high hazard potential including dams
are due to inform about possible risks. This will help to detect hazards and to take measures if
necessary. For operators of reservoirs and dams this means to provide inundation maps not
only about the consequences of natural floods but also about the flooding in the unlikely case of
a dam failure. This paper reflects experiences of the related practice including the steps from
the breach estimation, the calculation of the dam break wave propagation towards the drawing
of special hazard maps.
Zusammenfassung
Eigentümer und Betreiber von Stauanlagen mit einem großen Gefahrenpotenzial sind gehalten,
Auskunft über mögliche Folgen eines Störfalles zu erteilen, um Gefahren rechtzeitig zu
erkennen und eventuell notwendige Maßnahmen zu ergreifen. Nachfolgend werden Erfahrungen bei der Ausarbeitung der technischen Unterlagen für den unwahrscheinlichen
Versagensfall von der Breschenabschätzung über die Flutwellenausbreitung bis zur Erstellung
der Sondergefahrenkarten vorgestellt.
1
Einführung
Die bisweilen häufig gebrauchte Feststellung, dass Talsperren und Rückhaltebecken in
Deutschland „nach menschlichem Ermessen sicher“ sind, wurde mitunter so interpretiert, dass
Schadensfälle hierzulande nicht zu erwarten sind. Die gebrochenen Absperrbauwerke bei
Kirchheim 1977 und Glashütte 2002 zeigen aber in aller Deutlichkeit, dass Restrisiken immer
bestehen und alles Erforderliche getan werden muss, um diese zu erkennen und in ihrem
möglichen Ausmaß zu beschreiben. Entsprechende Untersuchungen dürfen von einer
sensibilisierten Öffentlichkeit nicht als Argument für die angebliche Unsicherheit von
notwendigen Anlagen gedeutet, sondern als sachgerechtes Bemühen um das Erkennen und
Eingrenzen von Restrisiken verstanden werden. In diesem Sinne sehen die Autoren auch die
gesetzlichen Regelungen der deutschen Bundesländer zur Auskunftserteilung über gefährliche
Anlagen, die in den letzten anderthalb Jahrzehnten formuliert wurden (z.B. NKatSG v.
14.2.2002 § 7 (2), KatSG-LSA v 5.2.2002 Abschn. 2, § 5 (2), FSHG NRW v. 10.2.1998 § 24 (1),
(2), SächsBRKG v. 24.6.2004, BbgBKG - v. 24.5.2004 §§ 37-40) und die Betrachtungen zum
Sicherheitsfreibord in der Stauanlagennorm DIN 19700 (2004).
2
Bruchszenarien
Obgleich Bruchszenarien an Hand von Fallstudien seit langem wissenschaftlich untersucht
werden, gibt es in diesem Zusammenhang noch zahlreiche offene Fragen zu dem bei Dämmen
361
und Mauern unterschiedlichen Bruchverhalten, vor allem hinsichtlich des zeitlichen Verlaufes
der Breschenentwicklung. Dies ist auch die Ursache dafür, dass vielfach an Hand von
statistischen Auswertungen dokumentierter Ereignisse auf die möglichen Versagensszenarien
geschlossen wird. Der Bruch von Staudämmen hat sich in der Vergangenheit meist nach
Überströmung (overtopping) oder Sickerröhrenbildung (piping) durch rückschreitende Erosion
(0,5 bis 4 h) vollzogen. Das Ergebnis ist dann oft eine trapezförmige Bresche, aus der das
Wasser wie über ein breitkroniges Wehr abläuft. Dass bodenmechanische Erosionsmodelle
vielfach noch nicht anwendungsreif sind, zeigen deren Ungenauigkeiten (z.B. dQ = 50% bei TS
Tons, Spanien). Staumauern brechen meist innerhalb weniger Minuten infolge unzureichender
Gleit- und Kippsicherheit oder des Versagens von Widerlagern (Bogenstaumauern). Die seit
dem 11.9.2001 wieder stärker ins Blickfeld getretenen vorsätzlichen Zerstörungen können die
genannten Bruchbilder oder eine halbkreisförmige Bresche hervorrufen. Zur Beurteilung
möglicher Versagenszustände und deren Wahrscheinlichkeit werden vielfach Ereignisbäume
verwendet. Tabelle 1 zeigt ein aus Damm und Mauer bestehendes Absperrbauwerk, für
welches auf Grund der Tragsicherheitsberechnungen eine Einschätzung des Bruchverhaltens
und der Ausflussganglinien vorgenommen wurde. Dabei ist zumindest im vorliegenden Fall der
interessante Aspekt zu beobachten, dass vergleichbare Durchflussscheitelwerte natürlicher
Hochwasserganglinien und versagensbedingter Breschenausflussganglinien ähnliche Überschreitungswahrscheinlichkeiten haben (Bild 1).
Tabelle 1: Bruchszenarien an einer Talsperre mit Damm und Staumauer (auf Grund der
Datenlage und der fehlenden Bemessungsangaben geschätzt)
362
Bild 1:
3
Breschenausflussganglinien und Hochwasserganglinien. Die ohne
Hochwasserbeteiligung auftretenden Versagenssituationen erzeugen kleinere Füllen
(Wellenvolumina). Bei hochwasserbedingtem Versagen (z.B. Überströmung) werden
die Bruchwellen auf die Hochwasserganglinien „aufgesattelt“.
Breschenausfluss aus einer Stauhaltung
Beim plötzlichen Versagen eines Absperrbauwerkes wird sich eine Zweiphasenströmung
ausbilden. Insbesondere bei Dämmen, die während eines Hochwassers brechen, kann das
Volumen der transportierten Feststoffe größenordnungsmäßig das des ausfließenden Wassers
erreichen. Auch dieser Problematik hat sich die Forschung in den letzten Jahren verstärkt
zugewendet. Nach wie vor aber geht in die Modellbildung oft der Ausfluss des Wassers auf
fester Sohle ein. Mit einer Retentionsberechnung bei sich dynamisch ändernder Abflussfunktion
infolge Breschenvergrößerung werden Ausfluss und Beckenwasserstand ermittelt. Während bei
allmählicher Breschenvergrößerung die Abflussfunktion wie beim breitkronigen Wehr ermittelt
werden kann, kommt für das plötzliche Versagen einer Staumauer mit Freigabe des
Fließquerschnittes die Lösung von Ritter in Frage, welche im Laufe der vergangenen 100 Jahre
durch zahlreiche Experimente prinzipiell bestätigt wurde. Dabei beträgt der
Anfangswasserstand an der Stelle des gebrochenen Absperrbauwerkes etwas weniger als die
halbe Stauhöhe (4/9 . H) und der Ausfluss bleibt anfänglich konstant, bis die Sunkwelle den
Stauraum durchlaufen hat.
4
Flutwellenablauf im Unterwasser
Talsperrenbruchwellen breiten sich im unmittelbaren Unterwasserbereich deutlich schneller (5
– 70 km/h) aus als Hochwasserwellen und übertreffen deren Wassertiefen erheblich. Für die
Gefährdungsbeurteilung sind die Wassertiefe, die Fließgeschwindigkeit, die Höhe des
Schwallkopfes sowie die Konzentration und Beschaffenheit des mitgeführten Geschiebes und
Treibgutes von Bedeutung. Für die analytische Beschreibung der Wellenausbreitung werden
zumeist die Saint-Venant-Gleichungen benutzt, welche die abhängigen Variablen Durchfluss
363
und Wasserstand mit den unabhängigen Veränderlichen Ort und Zeit verknüpfen. Für die
praktische Berechnung
stehen verschiedene ein- und zweidimensionale Berechnungsprogramme zur Verfügung, von denen diejenigen belastbare Ergebnisse liefern, die auch bei
sehr hohen Durchfluss- und Wasserstandsgradienten numerisch stabil bleiben (z.B. MIKE 11,
21 [DHI-DK], HYDRO_AS-2D [D], DAMBRK [USA], EDF [F], ENEL [I] u.a.). Wegen der
Berücksichtigung des Impulsaustausches mit dem Wasser in den Vorländen und der damit
verbundenen Verluste liefern zweidimensionale Programme meist langsamere Wellenfronten.
Deshalb sollte bei eindimensionalen Modellen ein abgeminderter Stricklerbeiwert verwendet
werden. Molinaro [4] gibt für enge Schluchten und Siedlungen eine mittlere Rauheit von 15
m1/3/s an, die durch Sensitivitätsanalysen (z. B. mit kSt = 10 m1/3/s bis 20 m1/3/s) verifiziert
werden sollte, weil die Rauheit einer der Parameter mit der größten Unsicherheit in Bezug auf
den berechneten Wasserstand ist. Weitere Unsicherheiten resultieren aus der gewählten
Ausflussganglinie und der räumlichen Diskretisierung bzw. Auflösung im digitalen Geländemodell.
Vergleichsrechnungen mit 1-D und 2-D Modellen sowie stationären und instationärem Abfluss
haben gezeigt, dass selbst bei einer gewissen Generalisierung bei der Modellbildung
brauchbare Ergebnisse erhalten werden können und die Genauigkeit wesentlich von den Randund Anfangsbedingungen bestimmt wird.
5
Ergebnisdarstellung
Ziele der Untersuchung von Talsperrenbruchwellen sind die Erstellung von hydraulischen
Längsschnitten mit Wassertiefe, Wasserstand, Durchfluss, Fließgeschwindigkeit und Eintrittszeit
der Welle sowie Überflutungskarten mit diesen Angaben (Bild 2) für Evakuierungspläne, die
Einschätzung möglicher Schäden für Versicherungszwecke und die Abschätzung der
Überflutungsgefahr von wichtigen Bauwerken, z. B. Kernkraftwerken. Diese Ereignis- oder
Sondergefahrenkarten werden durch Verschneiden des Wasserspiegels mit der Geländeoberfläche erhalten. Wenn aus einem eindimensionalen Modell an jedem Fließquerschnitt nur
die mittlere Geschwindigkeit vorliegt, kann die Geschwindigkeitsverteilung an Hand bekannter
Isotachenbilder unter Berücksichtigung des Kontinuitätsgesetzes abgeschätzt werden. Bei
Verwendung zweidimensionaler Modelle ist eine Darstellung der überströmten Flächen und der
Anschlaglinie direkt aus dem Ergebnisdatensatz ableitbar. Außerdem ist eine differenzierte
Darstellung der Fließgeschwindigkeiten farbig oder mit Vektordarstellungen möglich. An
wichtigen Orten oder Fließquerschnitten werden in den Karten häufig noch die Ankunftszeit der
Welle nach dem auslösenden Ereignis, die Maximalwassertiefe und die maximale
Fließgeschwindigkeit schriftlich angegeben. Wenn in Sondergefahrenkarten Gefährdungszonen
angegeben werden, geschieht dies meist unter Berücksichtigung der Intensität (z. B.
Wassertiefe x Fließgeschwindigkeit; Übermurung) und der Eintrittswahrscheinlichkeit. Ein häufig
erwartetes Hochwasserereignis hoher Intensität stellt eine große Gefährdung bzw. ein hohes
Risiko dar, wohingegen ein Stauanlagenbruch wegen seiner sehr kleinen Eintrittswahrscheinlichkeit trotz der hohen Intensität im Allgemeinen ein sehr geringeres Risiko darstellt.
364
Bild 2:
Sondergefahrenkarte mit Überflutungsflächen infolge Talsperrenversagen
(Kaskadenbruch)
Die so erzeugten Karten sollten in gut handhabbarer Form bereitgestellt werden: in
konventioneller Papierform, damit sie im Versagensfall auch bei Ausfällen der Strom-, Telefon
und Datennetze verfügbar sind und in elektronisch abrufbarer Form (GIS, Download vom
Internet ggf. mit geschütztem Zugang).
365
6
Zusammenfassung und Schlussfolgerungen
Auch wenn Brüche von Stauanlagen statistisch äußerst unwahrscheinlich sind, sollten ihre
möglichen Auswirkungen bekannt sein, um entsprechende Vorkehrungen wie die Einrichtung
von Frühwarnsystemen oder die Erstellung von Notfallplänen treffen zu können. In der in- und
ausländischen Gesetzgebung sowie in Regelwerken gibt es diesbezügliche Angaben,
wenngleich sie in den einzelnen Geltungsbereichen stark variieren. Im Rahmen der Restrisikobetrachtungen bei Staunlagen gliedern sich die Untersuchungen zum einen in die
Abschätzung der zeitlichen Entwicklung der Bresche im Absperrbauwerk und der damit
verbundenen Abflussganglinie und zum anderen in die Beschreibung der Ausbreitung der
Flutwelle talabwärts und deren Auswirkungen. Das Ergebnis sind in der Regel Sondergefahrenkarten, die elektronisch gespeichert und in Papierform zumindest den Betreibern und
den Katastrophenschutzbehörden, nach Möglichkeit auch den potenziell Betroffenen vorliegen
sollten.
Da in den Berechnungsannahmen zahlreiche unscharfe Größen enthalten sind, stellt eine
Gefahrenkarte ein bestimmtes Versagensszenario dar. Durch die Erstellung mehrerer Karten
können verschiedene Rand- und Anfangsbedingungen erfasst werden. Eine weitere Möglichkeit
für zukünftige Flutwellenberechnungen könnte die Anwendung statistischer Methoden sein, die
zur Darstellung von Überschreitungslinien für die Wasserstände in den Ereigniskarten führt.
Literatur
[1]
Bornschein, A.: Die Ausbreitung von Schwallwellen auf trockener Sohle. Dresdner
Wasserbaul. Mitt., H. 33, 2006
[2]
CADAM 2000 – Concerted Action on Dambreak Modelling, European project
[3]
MacDonald, Th. C.; Landgridge-Monopolis, J.: Breaching Characteristics of Dam Failures.
In: J. Hydraulic Eng.,110(1984)5, pp. 567-586
[4]
Molinaro, P.: Dam-Break Wave Analysis. In: Computer Methods in Water Resources II,
Vol. 2, Springer-Verlag, 1991, S. 77-87
[5]
Pohl, R.: Talsperrenkatastrophen in fünf Jahrtausenden. Vortragsskript mit weiteren
Literaturhinweisen, Bildungsakademie für die Wasserwirtschaft, Essen, April 1998
apl. Prof. Dr.-Ing. habil. Reinhard Pohl
Dr.-Ing. Antje Bornschein
der Technischen Universität Dresden
01062 Dresden
reinhard.pohl@tu-dresden.de
366
Abdichtung von Talsperren und Dämmen in den GUS Staaten
mittels Injektionen
Sealing of hydropower plants and dams by injection in Russia and the
countries of the CIS
Archibald Richter, Heinrich Arnold
Abstract
The lecture presents a number of projects in summarised form. The company Minova
CarboTech GmbH was a product supplier and provider of consultancy services (engineering) for
all the projects. The work itself was done by various companies, most of them Russian.
The most difficult problem that had to be solved was in the hydroelectric power station on the
Angerer river in the town of Ust-Iljnsk, Siberia. The expansion joints on the concrete wall were
not watertight, with the result that large volumes of water were able to flow through the
structure. The sealing material that had been washed out of the expansion joints was replaced
by injection products specifically developed for this application, using special injection
techniques. The injection products were able to fulfil both their tasks, namely of allowing
expansion and of providing a watertight seal. In this large-scale project, the contracting partner,
the firm of Geoizol from St. Petersburg, will renovate the other expansion joints. In view of the
great success of the afore-mentioned method, the client has decided to have all the expansion
joints contained in the structure replaced in this way.
A further interesting project was sealing work using so-called hybrid systems, consisting of
cement and special polyurethane injection products. This work was done in the Republic of
Karelia at the Krivoporosskaya hydroelectric power station, to the south-west of Kem. The dam
in this case is an earthwork structure, with water throughflow rates of approx. 50 l/min. The task
was to reduce this rate to a lower permitted level. Hybrid systems were developed, as the
injection of pure cement resulted in the cement being washed out into the reservoir, while
producing no discernible reduction in water flow. Using the process detailed in the lecture, the
rate of flow was diminished from 50 l/min to less than 2 l/min.
The third project relates to the hydroelectric power station on the Bureya river in the Amurskaya
Oblosk region. This work was carried out during the period from 2003 to 2006. The target of the
sealing measures were the inflows of water in a tunnel leading to a shaft located to the side of
the dam. This tunnel carried the electricity cables from the generators at the foot of the dam
below the masonry wall to the transformer stations located on a mountain, to where a shaft
went. The high tension cables passed through the subterranean tunnel and the shaft up to a
transformer station. The tunnel and shaft had to be rendered completely dry so as to prevent
any hazard to the high tension cable through water.
367
Zusammenfassung
Der vorliegende Vortrag stellt einige Projekte in Kurzfassung vor. Die Minova CarboTech GmbH
war in allen Projekten Produktlieferant und Beratungsdienstleister (Engineering). Die Arbeiten
selbst wurden von verschiedenen, meist russischen, Gesellschaften durchgeführt.
Das schwierigste Problem war in dem Wasserkraftwerk am Fluss Angerer in der Stadt UstIlimsk, Sibirien, zu lösen. Die Betonmauer wies undichte Dehnfugen auf, so dass große Mengen
an Wasser durch das Bauwerk hindurchströmten. Das ausgespülte Dichtungsmaterial der
Dehnfugen konnte mittels spezieller Injektionstechniken und speziell für den Anwendungsfall
entwickelter Injektionsprodukte ersetzt werden. So konnten diese sowohl ihre Aufgabe der
Dehnung als auch der Abdichtung des Bauwerks wieder nachkommen. Bei diesem großen
Projekt wird der ausführende Partner, die Firma Geoizol aus Sankt Petersburg, die weiteren
Dehnfugen sanieren. Aufgrund des großen Erfolges der obengenannten Verfahrensweise, hat
sich der Auftraggeber entschlossen, sämtliche im Bauwerk befindlichen Dehnfugen auf diese
Weise zu sanieren.
Ein weiteres interessantes Projekt waren Abdichtungsarbeiten mit sogenannten Hybridsystemen, bestehend aus Zement und speziellen Polyurethaninjektionsstoffen. Diese wurden in
der Republik Karelien am Wasserkraftwerk Krivoporosskaja südwestlich von Kem durchgeführt.
Es handelt sich um einen geschütteten Damm, der Durchläufigkeiten, etwa 50 l/min aufwies.
Die Durchläufigkeiten sollten auf ein geringeres zulässiges Maß reduziert werden. Hybridsysteme wurden entwickelt, da die Injektionen mit reinem Zement zu einem Ausspülen des
Zementes in die Talsperre führten, aber keine Verringerung des Durchflusses erkennen ließen.
Mit dem im Vortrag geschilderten Verfahren wurde der Durchfluss von 50 l/min auf unter 2 l/min
reduziert.
Das dritte Projekt behandelt das Wasserkraftwerk am Fluss Burieja in der Region Amurskaja
Oblosk. Diese Arbeit wurde in den Jahren 2003 bis 2006 durchgeführt. Ziel der Abdichtungsarbeiten waren die Zuflüsse in einem Tunnel, der zu einem seitlich von der Talsperre
gelegenen Schacht führte. Durch diesen Tunnel führten die Elektrizitätsleitungen der Generatoren am Fuße der Talsperre unterhalb der Staumauer zu den auf einem Berg gelegenen
Trafostationen. Zu diesem führte ein Schacht. Die Hochspannungskabel gingen durch den
unterirdischen Tunnel und den Schacht nach oben zu einer Trafostation. Tunnel und Schacht
mussten vollkommen trockengelegt werden, damit die Hochspannungskabel nicht durch
Wasser gefährdet wurden.
1
Minova CarboTech
Die Minova CarboTech GmbH mit Sitz in Essen ist ein Tochterunternehmen der englischen
Minova-Gruppe, die seit Januar 2007 zum australischen Orica Konzern gehört.
Vorrangig produzieren wir Injektionsharze auf Polyurethan- oder Silikatbasis sowie Acrylate, die
weltweit zum Ankern von Gebirgs- und Bauwerksteilen, Abdichten gegen zuströmendes Gas
und Wasser, Verfüllen von Hohlräumen oder Brüchen im Berg- und Tunnelbau, Verfestigen von
Gebirge und zur Rissverpressung bei der Sanierung von Bauwerken eingesetzt werden. Durch
viele erfolgreiche Anwendungen im Untertage-Bergbau, Tunnel- und Tiefbau sowie in der Kanalsanierung haben wir uns eine sehr gute Reputation erworben.
368
Vor einigen Jahren haben wir die Bereiche Fußbodentechnik und Hartschäume in unser
Angebot aufgenommen und konnten uns hier innerhalb kürzester Zeit einen guten Namen
machen.
Unser Team hat sich im Laufe der Zeit einen fundierten Erfahrungsschatz bei der Durchführung
von Injektionsmaßnahmen weltweit angeeignet, den wir unseren Kunden gerne zur Verfügung
stellen. Durch die Einbindung der Minova CarboTech GmbH in die Orica-Gruppe und durch
eigene Tochterunternehmen bzw. Repräsentanzen und Vertretungen weltweit verfügen wir über
ein globales Netzwerk von Produktionsanlagen und Dienstleistungs-Zentren, das auch unseren
Kunden viele Vorteile bietet, denn so sind wir in der Lage, unsere Kunden auch in entfernten
bzw. abgelegenen Regionen zu erreichen. In Russland werden unsere Produkte und unser
Know-how seit mehr als 6 Jahren durch die Firma Geoizol zur Anwendung gebracht.
2
GEOIZOL
Die Firma GEOIZOL mit Sitz in Petersburg beschäftigt sich seit 1996 u. a. mit der Reparatur,
Rekonstruktion, Abdichtung und Sicherung von Betonbauwerken und Mauerwerken. Weitere
Spezialgebiete sind Konstruktion, Bau und Sanierung von Dehnungsfugen in Bauwerken,
Sicherung und Verstärkung von Fundamenten sowie der Bau von wasserdichten Flächen und
Wänden im Baugrund.
Die Verfügbarkeit von qualifizierten Fachleuten, modernster Technik und mobiler Ausrüstung
ermöglicht die Arbeit sowohl in St. Petersburg, in Leningadskaya Oblast sowie in weiteren
Regionen von Russland. Z. B. in City of Surgut, City of Ivangorod, City of Perm, Tverskaya
Oblast, Pskovskaya Oblast, Novgorodskaya Oblast, Karelia oder Dagestan.
Bei der Sanierung und Abdichtung von Dammbauwerken und Wasserkraftwerken kommen nicht
nur die Produkte und Verfahren der Minova CarboTech zum Einsatz, unsere Ingenieure
unterstützen GEOIZOL vor Ort bei der Schadensanalyse und entwickeln gemeinsam die
Vorgehensweise zur Abdichtung der Bauwerke. Drei dieser gemeinsamen Projekte möchten wir
Ihnen hier vorstellen.
3
Ust-Ilimsk
Die Betonmauer des Wasserkraftwerkes am Fluss Angara, nahe der Stadt Ust-Ilimsk, Sibirien,
wies undichte Dehnfugen auf. An manchen Stellen erreichte der Wasserdurchfluss 11 l/sek bei
einem Druck von 7 bar.
Der Auftraggeber trat an unseren Partner GEOIZOL heran, der wiederum unseren Projektleiter
Herrn Heinrich Arnold mit einbezog.
Das Wasser drang dabei in einen Beobachtungsschacht, der einen Innendurchmesser von nur
0,9 m aufwies. Abgedichtet waren die Dehnungsfugen mit jeweils 2 Messingfugenbändern im
Abstand von 0,88 m. Der Zwischenraum war mit einer Dichtmasse aufgefüllt.
Offensichtlich waren die Fugenbänder undicht geworden und wurden vom Wasser umspült, so
dass auch der Beton am Kontakt mit den Fugenbändern ausgewaschen war. Hier musste
erneut abgedichtet werden. Ebenso musste für eine vollständige Sanierung die Dichtmasse
(Bitumenmischung) zwischen den Fugenbändern erneuert werden.
369
Die Arbeiten konnten nur aus dem Beobachtungsschacht heraus ausgeführt werden, der mit
seinem geringen Durchmesser nur wenig Spielraum lies, um dort zu arbeiten. Geschweige
denn, dem mit großem Druck eindringenden Wasser auszuweichen.
Daher waren folgende Arbeitsschritte notwendig:
1. Kontrollierte Entspannungsbohrlöcher aus den Galerien gezielt zwischen die beiden
Fugenbänder zu bohren. In diese Löcher wurde je ein SK 40 Packer (Bohrlochverschluß) mit
einem Injektionsrohr eingebracht und mit Wasser aufgebläht. Am Injektionsrohr wurde ein
Absperrhahn angebracht. Damit war das Loch für die Injektion vorbereitet, diente aber vorerst
nur als Wasserentspannungsloch. Erst dadurch wurde ein sicheres Arbeiten im Schacht
möglich (Arbeitssicherheit).
2. Für den Schacht wurden paßgenau Dichtungsbleche angefertigt, die mit je zwei
Injektionsrohren ausgestattet waren. Diese Bleche wurden absteigend von oben nach unten
gegen die vertikale undichte Fuge im Schacht befestigt. Dabei ragten die unterschiedlich
langen Injektionsrohre in die undichte Fuge hinein. Zusätzlich führte ein
Wasserentspannungsschlauch am Dichtungsblech das weiterhin eindringende Wasser
kontrolliert ab. (Bild 1)
Bild 1:
Abdichten einer undichten Dehnungsfuge im Wasserkraftwerk Ust-Ilimsk, Sibirien
3. Im nächsten Arbeitsschritt wurde durch die an den Blechen befindlichen Injektionsrohre mit
dem Injektionsharz CarboPur der Zwischenraum zwischen Dichtungsblech und zweitem
Fugenband injiziert und abgedichtet.
4. Die Absperrhähne an den Entspannungslöchern wurden nun geschlossen, um zu überprüfen,
ob kein Wasser mehr in den Schacht floss. Gegebenenfalls wurde nachinjiziert.
5. Nachdem alles dicht war, wurde durch die Entspannungsbohrlöcher in den Raum zwischen
ersten und zweiten Fugenband das langsame und elastische Polyurethanharz
370
CarboCrackSeal injiziert, um damit die alte Dichtmasse zwischen den Fugenbändern zu
erneuern.
6. Mit diesen Arbeiten konnten die Wasserzuflüsse von 11 l/min auf 0,05 l/min für die gesamte
Fuge reduziert werden.
Nach der erfolgreichen Abdichtung der ersten Fuge im Jahre 2004 wurde durch den Betreiber
entschieden, alle Fugen des Bauwerkes auf diese Weise abzudichten. Ausgeführt werden die
Arbeiten durch die Firma GEOISOL. Die Arbeiten dauern bis heute an.
4
Wasserkraftwerk Krivoporosskaja
Der aufgeschüttete Damm des Wasserkraftwerkes Krivoporosskaja in der Republik Karelien
wies Durchläufigkeiten von etwas 50 l/min auf. Bedingt durch diese Durchläufigkeiten stieg das
Maß der Auswaschungen innerhalb des Damms immer weiter an, was zusätzlich den
Wasserdurchfluß begünstigte. Um den Durchfluß auf ein zulässiges Maß zu reduzieren, wurden
senkrechte Bohrlöcher bis zum Fuß des Damms erstellt. Mit einer anschließenden
Zementinjektion sollten dann die Hohlräume verfüllt und der Wasserfluß reduziert werden.
Durch die hohe Fließgeschwindigkeit des Wassers kam es aber zu keiner Abbindung des
Zements. Vielmehr wurde der Zement, sobald er injiziert wurde, mit dem fließenden Wasser
sofort wieder ausgespült.
Mit folgenden Arbeitsschritten konnte hier Abhilfe geschaffen werden:
1. Auf Grund der großen Hohlräume war eine Injektion ausschließlich mit Polyurethanharzen zu
teuer. Deshalb wurde eine Hybridinjektion angestrebt. Zement und Polyurethanharz sollten
gleichzeitig injiziert werden.
2. Um dies zu erreichen, wurde zusätzlich zur Zementpumpe eine Polyurethanpumpe an die
Injektionsleitung mit angeschlossen. Über ein Absperrventil konnte die Menge des
zugeführten Harzes reguliert werden. (Bild 2)
Bild 2:
Hybridinjektion mittels Zement und Polyurethanharzen zur Abdichtung und Verfüllung
von Ausspülungen im Damm des Wasserkraftwerkes Krivoporosskaja
371
3. Die Zementinjektion wurde wieder aufgenommen. Sobald zu erkennen war, dass der Zement
ausgespült wurde, konnte dem Zement das Polyurethanharz zugemengt werden. In der
Regel wurde ein Mischungsverhältnis von Zement zu PU 1:1 bis 1:10 angestrebt. Über einen
zusätzlichen Katalysator konnte zudem die Reaktionszeit des Harzes gesteuert werden.
4. Sobald das Harz reagierte und der Zement nicht mehr ausgespült wurde, konnte die
Harzzufuhr reduziert werden bis hin zu einer Injektion ausschließlich mit Zement.
5. Bei erneutem Zementaustritt konnte sofort das Harz wieder beigemengt werden.
Auf diese Weise konnte der Durchfluss des Wassers kostengünstig von 50 l/min auf unter 2
l/min reduziert werden. Damit war die weitere Zerstörung des Staudamms durch Ausspülungen
dauerhaft gestoppt.
5
Umbau eines Wasserkraftwerkes in Amurskaja Oblosk
Beim Bau eines Wasserkraftwerkes in der Region Amurskaja Oblosk wurde die Umspannstation
auf der Rückseite eines Berges gebaut. Die Zuleitung von den Generatoren zum Transformator
sollte durch einen Tunnel und einen Schacht erfolgen.
Es handelte sich dort um ein geologisch gestörtes Gebirge mit hohem Kluftvolumen. Deshalb
war bereits während der Bauarbeiten abzusehen, dass, sobald der Fluß aufgestaut werden
würde, das Wasser sich seinen Weg durch das Gebirge bis in den Tunnel hinein bahnen würde.
Zudem lies das gewählte Ausbauverfahren Hohlräume zwischen Tunnelschale und Gebirge
entstehen. Eine anfangs geplante nachträgliche Injektion mit Zement hätte eine Vielzahl an
notwendigen Bohrungen durch die Tunnelschale erforderlich gemacht. Dadurch wäre die
Tunnelschale jedoch zu stark geschwächt worden.
Eine Abdichtung mit Injektionsharzen während der Auffahrung hätte die Bauarbeiten zu sehr
verzögert. Eine Injektion nach der Fertigstellung wäre auf Grund der bis zu 500 kV führenden
Elektro-Kabel lebensgefährlich gewesen.
Durch folgende Arbeitsschritte konnte eine vollständige Abdichtung herbeigeführt werden.
1. In jedem Tunnel- und Schachtsegment wurden vor dem Einbringen des Tunnelausbaus
(Zement) Injektionsschläuche verlegt. Ein stärkerer Schlauch für die Nachinjektion mit
Zement, mehrere dünnere Schläuche für eine zusätzliche Injektion mit Polyurethanharzen.
Diese Verlegung war nur wenig zeitaufwendig und die Ausbauarbeiten wurden nicht
behindert.
2. Nach der Fertigstellung des Segmentes wurde zuerst Zement injiziert, um den verbliebenen
Hohlraum zu füllen. Anschließend wurden die restlichen Schläuche mit CarboPur WX injiziert.
Dabei wurde nicht nur der Bereich zwischen Ausbau und Gebirge abgedichtet. Auch bereits
im Beton aufgetretene feinste Risse wurden zugleich verklebt und abgedichtet. (siehe Bild 3)
372
Bild 3:
Abdichten der Tunnelschale während der Ausbauarbeiten durch Injektionsschläuche
und Polyurethanharzen
3. Im Bereich der Dehnungsfugen zwischen den einzelnen Segmenten war ein Fugenband
eingesetzt worden. Dieses alleine konnte aber keinesfalls die Dichtigkeit garantieren. Daher
waren an dieser Stelle die Injektionsschläuche überlappend angebracht worden. Dieser
Bereich wurde dann mit dem elastischen Harz CarboCrackSeal abgedichtet.
Da die Injektionsarbeiten erst nach der Fertigstellung jedes Segments durchgeführt wurden,
sind die Bauarbeiten nur geringfügig während der Installation der Fugenschläuche aufgehalten
worden. Beim Bau des Schachtes wurde ein analoges Verfahren angewendet.
Diese Arbeiten sind erfolgreich abgeschlossen. Nach dem Aufstauen an der Talsperre blieben
Tunnel und Schacht vollständig dicht.
Dr.-Ing. Archibald Richter
Minova CarboTech GmbH
Am Technologiepark 1
45307 Essen
Archibald.Richter@minova-ct.com
Dipl.-Ing. Heinrich Arnold
Minova CarboTech GmbH
Am Technologiepark 1
45307 Essen
Heinrich.Arnold@minova-ct.com
373
The failure of the inundation levee of Cep sand pit
Das Versagen des Schutzdeiches der Sandgrube Cep
Jaromir Riha, Jan Jandora
Abstract
During the extreme flood in the year 2002, the peak flood discharges for the upper Vltava River
exceeded the 500-year return period. A very curious situation occurred on the Luznice River,
where a left bank levee protecting Cep sand pit was overtopped. The sand pit was filled by
floodwater until finally the levee was overtopped again and breached by the water, which began
flowing from the sand pit at its lowest point. Part of the village of Majdalena was seriously
damaged and some houses were completely washed away. In this paper the August 2002 flood
event is described, the conditions present during the overtopping are analysed, and some
conceptual measures for future operation of the sand pit are outlined.
Zusammenfassung
Während des Extremhochwassers im Jahre 2002 entsprach der Durchfluss an der Oberen
Vltava (Moldau) etwa einem HQ500. Zu einem besonderen Ereignis ist es im Einzugsgebiet des
Flusses Luznice gekommen. Der linksufrige Deich der Sandgrube Cep wurde überflutet und ist
nachfolgend gebrochen. Die ganze Sandgrube wurde völlig mit Flusswasser überfüllt und
anschließend ist auch der niedrigere Deich an der nördlichen Seite der Sandgrube gebrochen.
Die vom Bruch ausgelöste Welle hat einen Teil vom Gemeindegebiet Majdalena schwer
beschädigt, einige Häuser wurden völlig weggespült. In dem vorliegenden Artikel wird der
Hochwasserverlauf im August 2002 beschrieben. Eine Analyse des ganzen Ereignisses wurde
vorgenommen, besonders was die Umstände von der Deichüberflutung betrifft. Mögliche
Hochwasserschutzmassnahmen der Sandgrube Cep werden diskutiert.
1
Basic data regarding the Luznice River and Cep sand pit
Cep sand pit is located in the south of Bohemia within the Vltava (Moldau) River basin in the
Luznice River subcatchment (Figure 1).
The sand pit is formed by two interconnected lakes, Cep and Cep I (Figure 1). The standard
flooded area of Cep is 1.31 mil. m2; Cep I has an area of 438.94 ths. m2. Normally the total
volume of both artificial reservoirs is about 10 mil. m3. Both basins are located on the left bank
of the Luznice, which is fairly meandering and passes a nature conservation area. The sand pits
are protected against flooding from the Luznice by a left bank inundation levee designed for a
one-hundred-year peak flood discharge with a freeboard of 0.4 to 1.0 m. The hydraulic system,
which consists of the Cep sand pit and the Luznice River, is rather complicated. The 4 m high
Pilar weir serves for water intake into the Zlata stoka channel, diverting water from the Luznice
on the left bank along the downstream portion of the of the Cep sand pit levee (Figure 1).
374
Figure 1: The Cep, Cep I and Cep II sand pits
The hydrological data - N-year flood discharges - at the Luznice River at Pilar gauging station
issued in the past are shown in Table 1.
Table 1: N-year flood peak discharges - the Luznice River at Pilar gauging station
Discharges reached or exceeded once in
Year of hydrologic
data issue
1
2
5
10
20
50
100
years
1970
42
65
76
111
135
165
189
2000
41
58
83
103
125
156
181
2005
33
51
84
115
153
215
270
375
2
The August 2002 flood within the area of the sand pits
The 2002 flood proceeded in two waves (Figure 2). The first – the lower one from August 8th to
August 10th - reached approximately 287 m3/s at the site, which is more than 50% of the 100year discharge issued by the Czech Hydrometeorological Institute in 2000. The design
discharge of the left bank levee between the Luznice and Cep sand pit corresponds
approximately to 100-year protection with some freeboard of 0.20 to 0.40 m. The inundation
levees were overtopped during the first flood wave; nevertheless they withstood an overtopping
height not exceeding 0.15 m over almost 2 hours. During the first flood wave the Cep sand pit
was completely filled.
Figure 2: 2002 flood hydrograph at Pilar gauging station on the Luznice River
The second flood wave was much more severe and reached a peak discharge of 498 m3/s – an
approximately 500-year return period. The levee, being overtopped at the upstream edge of the
sand pit reservoir by a nappe with a height of overtop greater than 0.50 m, failed after 25 hours
of overflowing. The Cep reservoir was filled rapidly and the sand pit’s perimeter levee was
overtopped at its lowest point close to the village of Majdalena at the northern part of the pit
(Figure 1). After 10 hours of overflowing the northern levee failed. Concentrated flow from the
sand pit (with a water volume of about 20 mil. m3 at the time of collapse) reached approximately
300 m3/s, which flooded more than 30 houses, the railway station and timber stock; 3 houses in
Majdalena were completely washed away. After approximately 1 km of inundation the flow
returned to the Luznice River downstream of the sand pit area. The huge amount of water
released from the sand pit carried thousands of cumecs of sand which sedimented on the left
bank of the Luznice floodplain.
376
3
Emergency measures taken at the site
Already at the beginning of the first flood wave at 8:00 on 8th August the third degree of flood
protection activity was declared. On 13th August in the very early morning the 100-year flood
discharge was exceeded again. The levee along the left bank of the Luznice at the southern
part of the pit was overtopped at about 10:00 a.m. At that time all civil structures and equipment
of the Hanson JSC mining company located on the bank of the Cep pit were secured against
flooding. The buildings were provided with sandbags, all valuables were moved to the upper
floors, and outdoor machinery (dredges, boats, etc) was anchored against being washed away.
At 11:00 a.m. the flood committee of the district directed the mining company to excavate part of
the levee at the side of the pit and in this way create an emergency channel to draw water out of
the pit through an uninhabited locality (Figure 1). In the afternoon a 55 m wide emergency
opening was excavated by a Caterpillar excavator close to the Pilar weir. The overflow height at
the time of excavation had reached 0.70 m. At that time all mining equipment, offices and
appurtenances were already flooded. The rapid increase in the water level in the pit was caused
by the inflow through the breached levee at the upstream part of the Cep sand pit. The final
width of the breach was about 105 m; the peak discharge from the Luznice River was estimated
to be 80 m3/s. In the late afternoon after 5 p.m. the downstream - northern portion of the levee
was overtopped from the reservoir side.
At about 7 p.m. the water level in the Cep reservoir was still rising. The overflow nappe at the
excavated emergency channel exceeded 1 m. Therefore, the excavation work had to be
terminated due to excessive water depth and rapid flow. The operator had to be rescued from
the drowned excavator, which after a few minutes was washed away by the overflow stream.
During the night from 10 p.m. on 13th August to the very early morning on 14th August the levee
at its northern part close to the Majdalena municipality was gradually breached. The resulting
flood wave of extensive volume coming from the Cep reservoir and passing through the 60 m
wide breach opening completely washed away three houses and severely damaged many
properties in Majdalena. All the inhabitants were successfully evacuated in time and no human
lives were lost in the affected area.
4
Some legal aspects of the case
In the Czech Republic water structures are defined in the Water Act issued in the year 2001.
The properties, purpose, functional requirements, regulations and owners´ duties dealing with
water structures are explicitly specified in the law mentioned. However, sand pits located in
alluvial floodplains are not water structures as defined in the Water Act; they are considered as
quarries or surface mining areas which are subject to Geological and Mining Law. These laws
do not prescribe any elaboration of operating regulations regarding floods and other structural
requirements are not obligatory (e.g. provision of an emergency spillway of a given capacity,
bottom outlets, etc.) in the sense of the Water Act. On the other hand, a peripheral levee of a pit
is assumed to be a water structure according to the Water Act. In general, no emergency
spillways or any flood mitigation measures are prescribed for cases when design parameters
(namely discharge) are exceeded.
377
This legislative state was the reason why no party was accused of wrong-doing and the losses
incurred were not considered to be the result of any criminal activity such as malpractice,
improper design or maintenance, etc.
5
Proposals for future sand pit operation
The behaviour of the flood protection levees and the sand pit during extreme floods was
carefully analysed using mathematical hydraulic models. A number of flood scenarios and
possible arrangements were studied within [1]. The results of extensive simulations indicated
weak points in the system and showed possibilities for future remediation activities.
In general the state of the flood protection measures at the site seems to be unsatisfactory. It is
clear that in the event of a defect in the peripheral levee the Cep sand pit can potentially be
filled without any human control over the process. As the levee has to follow the longitudinal
profile of the Luznice River, the lowest crest level is at the downstream - northern portion of the
pit above the village of Majdalena. This means that levee overtopping from the sand pit side
occurs firstly at this part, and this represents a great danger for the municipality. A breach in the
levee could cause a flood wave similar to that of a “dam breach flood” with inconceivable
consequences for the area below. Therefore, the reservoir with its cca. 13 mil m3 of total volume
surrounded by a peripheral levee should be classified as a category A/B dam and should be
equipped with an appropriate emergency appurtenant structure (emergency spillway) with
sufficient capacity.
The second aspect of the problem is flood mitigation within the wider Luznice River catchment.
The existing sand pit, if completed by appurtenant structures, could provide a flood retention
volume of about 3 mil m3, which in the case of an extreme flood could serve for flood
attenuation. It is clear that the necessary appurtenant works will require extensive financial
outlay exceeding millions of EUR.
6
Conclusions
As a part of forensic investigations [1], an extensive analysis of the Cep sand pit failure was
carried out. According to current legislative documents no legal subject was found to be guilty
for the accident and no party was accused of any crime. The analysis exposed weak points in
the system and indicated possible remedial activities. These could lead to higher reservoir
safety and moreover could assure some flood attenuation for the floodplain below the pit. The
incident also showed that some related legal regulations should be discussed and changed.
Literature
[1]
Jandora, J., Riha, J.: Forensic investigation and analysis of the incident at Cep sand pit in
August 2002. Assessment No. 6-2006. 2006.
Acknowledgement
The content of this paper is part of research supported by the Grant Agency of the Czech
Republic, project No. 103/05/2391.
378
Authors’ Names and Affiliations
Jaromír Ríha, prof., Ing., CSc.
Brno University of Technology
Institute of Water Structures
Zizkova 17
602 00 Brno
Czech Republic
riha.j@fce.vutbr.cz
Jan Jandora, Ing., Ph.D.
Zizkova 17
602 00 Brno
Czech Republic
jandora.j@fce.vutbr.cz
379
Dam safety legislation in the Czech Republic
Tschechische Legislative im Bereich Talsperrensicherheit
Jaromir Riha
Abstract
In the Czech Republic dam legislation has developed continuously in accordance with
increasing demands for dam safety. Recently, dam safety regulations have become fragmented
into a great number of laws, amendments, national technical standards and guidelines. In this
paper the current system of dam legislation in the Czech Republic is briefly described, and
some recommendations are proposed for improvements in the present system for dam safety
assessment.
Zusammenfassung
Die Legislative im Bereich Talsperren wurde in der Tschechischen Republik zusammen mit dem
Talsperrenbauwesen und dem Ansteigen der an die Talsperrensicherheit gestellten Anforderungen entwickelt. Derzeit sind die Anforderungen an die Talsperrensicherheit in einer Reihe
von Gesetzen, Normen, Richtlinien und Baubestimmungen enthalten. In dem vorliegenden
Artikel wird der Stand der Legislative im Bereich Talsperren in der Tschechischen Republik
beschrieben und analysiert. Darüber hinaus werden einige zur Verbesserung des bestehenden
Vorschriftensystems führende Empfehlungen angeführt.
1
Introduction
In the Czech Republic the construction of large dams of modern conception began at the end of
the 19th century and practically finished in the nineteen-nineties. Dam legislation has developed
with increasing demands for dam safety in accordance with International Commission on Large
Dams (ICOLD) recommendations. The legal basis for dam monitoring and supervision was
established fairly early and took ICOLD recommendations into account in some areas.
Today, design standards and dam safety regulations are fragmented into a relatively great
number of laws, announcements, technical standards and guidelines. Due to gradual elaboration and abundant changes during this period some minor inconsistency occurs in individual
statements and requirements.
2
State administration in water management in the Czech Republic
Water authorities are located in cities of greater importance, where environmental departments
are responsible for activities in the field of water management. In the case of large dams this
position is held by regional authorities.
The central water authority is the Ministry of Agriculture (MA). The responsibility of the MA
extends to water management activities and care for water management infrastructure.
380
According to the Water Act, the Ministry of Environment has a wide range of competence, which
covers flood protection or hydrometeorological forecasts.
The large dam owners are the River Board state agencies. Only a minority of dams belong to
hydropower companies. Water courses of lower importance and small dams are managed by
the Agricultural Water Management Administration and Forests of the Czech Republic.
3
General legislative framework for water management
The two principal legal documents concerning construction, administration and control in water
management in the Czech Republic are the Civil Engineering Act and the Water Act.
The Civil Engineering Act (Building Code) defines general rules in landscape and urban
planning, development, construction and maintenance of civil structures, including water
structures. The Act regulates preparation procedures and building permits, and defines
restrictions, liability and ownership demands in the development of civil structures in general.
Since 2007 an amendment of the Civil Engineering Act substituted the original law (1976).
The Water Act deals with the administration, ownership, control, and use of water as a resource.
Of great importance is the part dealing with water courses and water structures, the
responsibility of their owners and the obligation to carry out the supervision and inspection of
hydrotechnical structures, namely dams.
4
Decrees and technical standards in dam engineering
Decrees have lower force in the Czech legislation hierarchy than laws; however, their
statements are obligatory. The following are closely related to dam safety:
– Decree concerning technical-safety supervision of water structures.
– Decree concerning particulars of the handling rules and operational rules for water structures
– Decree concerning technical requirements for water structures.
Technical standardisation was organised in Czechoslovakia from the beginning of the 20th
century. In 1951 the responsibility for technical standardisation was taken over by the state
administration through the Institute for Standardisation. The previously voluntary standards
became obligatory under the law. New legislation defined technical standards as non-obligatory
from 1995 again. The exceptions are the statements of laws and decrees referring to technical
standards or the decrees of bodies entrusted by law to order standards to be obligatory.
Technical standards in dam engineering have been elaborated since the nineteen-sixties. The
set of standards dealing with dam engineering included topics like calculation of wave effect,
construction of earth dams, design of outlets and intakes, stability computations for concrete
dams, measurements and observations for water structures, etc.
Over time, most of the standards were improved and transformed into the Czech National
Standards, which were periodically updated:
– ýSN 73 6824 - Small earth dams (1964, 1978).
– ýSN 73 6850 - Earth dams. Design and construction (1968, 1978).
381
– ýSN 73 6500 - Calculation of wave effect (1971).
– ýSN 73 6814 - Design of dams. Basic parameters and equipment (1972).
– ýSN 73 6505 - Loads of water system structures (1979).
Extensive improvement and updating of standards has been carried out approximately since the
year 1987. Some standards have also been issued as “Technical standards for water
management”. In accordance with requirements for new types of structures (e.g. dry reservoirs,
etc.) and for dam safety some new standards have been issued as well.
– ýSN 75 0255 - Calculation of wave effect on water structures (1987).
– ýSN 75 0271 - Statics computations for concrete dams (1990).
– ýSN P 75 0290 - Design of earth structures of hydrotechnical works (1993).
– ýSN 75 2410 - Small water reservoirs (1997).
– TNV 75 2131 - Outlets and intakes for water structures (1999).
– TNV 75 2935 - Dam assessment during floods (2003).
– ýSN 75 2340 - Design of dams. Basic parameters and equipment (2004).
– ýSN 75 2310 - Embankment dams (2006).
– TNV 75 2415 - Dry reservoirs (2002, 2006).
Dam standardisation in the Czech Republic has a long tradition with its roots in dam
engineering advances from the end of the 19th century. On the other hand, from the list shown
above, which is not complete (it does not include standards for soil mechanics, hydrology, etc.),
it is clear that knowledge and experience are dispersed across a great number of documents.
5
Problems with some aspects of dam safety legislation,
standardisation and technical surveillance
The general framework for dam design, construction, maintenance, and safety assessment is
defined by the obligatory statements of corresponding laws and decrees. More detailed
requirements are anchored in the statements of technical standards and guidelines.
Unfortunately for the user it is quite difficult to implement the complex system of standards and
follow up its development and all cross-references between individual standards and legislative
documents. Moreover, due to the time factor over the course of the elaboration and publication
of laws, decrees and standards some inconsistency occurs in terminology and sometimes also
in individual statements.
Differences can also be found in the third stage of dam safety supervision when compared with
European and worldwide practices, where the top level of supervision is under the responsibility
of a qualified inspecting dam engineer. This person is highly educated and experienced in the
field of dams and water structures and his skills are periodically verified and certified. In the
Czech Republic dams are categorised into 4 groups according to the potential consequences of
the failure. Dam safety supervision is executed as follows:
Day-to-day inspections are carried out as a part of normal dam operation by dam service staff.
382
The second dam safety inspection level in the case of important dams is carried out by a single
private agency with the highest level of authorisation by MA and qualified staff. The advantage
of such a system is that it allows long-term systematic dam inspection, while the disadvantage is
that in many cases the Ist and IInd surveillance level is carried out by the same professional
body. The result of this periodical supervision and monitoring is an annual report assessing the
safety of each dam, and proposals for its improvement. For the monitoring of dams of lower
importance the dam owner is obliged to appoint a certified body for dam safety supervision. In
the Czech Republic 11 companies and agencies are holders of such certification.
The third level of dam safety inspection is assumed to be an independent check mechanism. In
the Czech Republic the responsibility in the case of large dams belongs to the state
administration officers at the regional level. Due to the wide range of problems concerning state
control in water management, the qualifications and specialisations of state regional and
governmental officers are sometimes not adequate to the task required of them. There is no
existing system of qualification requirements and periodical certification of expertise in dam
engineering.
The specific problem consists in the method of elaboration of decrees and standards. In most
cases the wider professional community is engaged in the discussion only as a formality. The
active standard-negotiation process is time consuming and sometimes also necessitates
expenses for which the participating external professional bodies are not compensated.
Therefore, as a rule only a few professional subjects respond regularly to interim proposals for
standards and take part in the negotiations involved.
There is no legal document recommending or prescribing the maintenance of a database of
dam failures or defects. Any failure is assessed and documented only within forensic reporting
in the case of a criminal enquiry or legal proceedings. The information discovered and data
obtained are not systematically saved and included into any dam failure database.
6
Concluding remarks and recommendations
For dam safety the proper choice of design parameters is crucial. However recommendations
cited in national standards are voluntary and the responsibility for design lies on the consulting
engineer - designer. Unfortunately, the system for the licensing of civil engineers in the Czech
Republic does not fully guarantee professional expertise and particularly in case of smaller
schemes designs could be of a lesser professional standard. The basic principles of a design,
namely the choice of main design parameters, should therefore be anchored in obligatory
legislative documents such as decrees or laws.
The technical dam safety supervision process should be improved on, especially in its third
level. The supervision should be carried out by independent highly qualified and experienced
staff - licensed dam engineers. The system of qualification requirements and the periodical
certification of expertise should be set up and anchored in obligatory legislative documents.
It is desirable to develop a system for the mandatory performance of independent professional
enquiries into dam defects and failures, especially in cases when the remedial work was
reimbursed from the state budget, when human lives were endangered or when the failure
383
caused material losses for third parties. A body responsible for database maintenance should
be established in this context as well.
Further research activities should be focused on the risk assessment of dams. In the Czech
Republic this topic is partially involved in the dam categorisation process which expresses dam
failure consequences via scoring. For the prioritization of financial investment into
reconstruction, refurbishment and the conceptual maintenance of dams in a given portfolio,
Failure Modes Effects and Criticality Analysis has been intensively studied and reported in [4].
Selected aspects of methodology described in [1] are of significant interest too. The application
of such methods to conditions in the Czech Republic shows great promise.
A comprehensive database concerning dam failures has to be developed. Dam-related data
should be concentrated, digitalised and permanently maintained and updated.
7
References
[1]
Brown, AJ. – Gosden, JD. Interim guide to quantitative risk assessment for UK reservoirs.
1st ed. London: Thomas Telford Publishing, 2004. 161 p. ISBN 0 7277 3267 6
[2]
Report on The State of Water Management in the Czech Republic 2001 by December 31,
2001
[3]
Riha, et al. Analysis of basic data for technical assessment of dams in the Czech
Republic, Report, Brno University of Technology, November 2006, 105 p.
[4]
Riha, J. The Use of Failure Modes Effects and Criticality Analysis (FMECA) for Dam Risk
Assessment. International symposium: Dam Safety Management. Role of State, Private
Companies and Public in Designing, Constructing and Operating of Large Dams. St.
Petersburg, June 2007
Acknowledgement
The content of this paper is a part of research supported by the Grant Agency of the Czech
Jaromir Riha, Prof., Dipl.-Ing., CSc.
Brno University of Technology, Faculty of Civil Engineering
Zizkova 17, 602 00 Brno
Czech Republic
riha.j@fce.vutbr.cz
384
The internal erosion process at the Mostiste embankment
dam
Die Innere Erosion beim Steinschüttdamm Mostiste
Jaromir Riha, Jiri Svancara
Abstract
The Mostiste Dam on the River Oslava is a rockfill dam with a relatively thin inclined impervious
core. Completed in 1960, the dam is the oldest compacted rockfill dam in the Czech Republic
(CZ), and is some 29 m high and 292 m long.
Internal erosion of the dam core material resulted in increased leakages through the dam core
and consequent subsidence of the dam crest, which was observed by the end of the year 2004.
As a component of emergency activities, a dam break model was set up using internal erosion
and embankment dam breaching simulation techniques. This paper sets out the results of
analyses concerning the progress of damage, surveys and reasons for the emergency situation
at Mostiste. The analysis of internal erosion symptoms is described together with the algorithm
and results of the dam break model.
Zusammenfassung
Die Talsperre Mostiste am Fluss Oslava hat einen Steinschüttdamm mit einem relativ schlanken
und geneigten Dichtungskörper. Der im Jahre 1960 erbaute Staudamm ist der älteste
verdichtete Steinschüttdamm der Tschechischen Republik mit einer Höhe von etwa 29 m und
einer Kronenlänge von 292 m.
Die Innere Erosion im Dichtungskörper hat eine erhöhte Sickerwassermenge und eine
nachfolgende Kronenabsenkung verursacht, was zum Jahresende 2004 beobachtet wurde.
Als ein Bestandteil der Rettungs- und möglicher Evakuierungstätigkeit wurde ein
Dammbruchmodell geschaffen, das die Simulation der Inneren Erosion und Zerstörung von
Schüttdämmen verwendet. Der vorliegende Artikel fasst die Ergebnisse der durchgeführten
Analysen zusammen, besonders was den Störungsablauf, die Beobachtungen und Ursachen
des Notzustandes am Staudamm betrifft. Eine Analyse der Begleiterscheinungen der Inneren
Erosion wird zusammen mit dem Algorithmus und den Ergebnissen des Dammbruchmodells
beschrieben.
1
Introduction
The Mostiste reservoir normally serves as a source of drinking water for more than 70 000
inhabitants. According to the dam safety classification system in the Czech Republic the
Mostiste Dam is registered as category I, i.e. one of the most carefully observed hydraulic
schemes. There are 26 such dams in the Czech Republic.
385
The dam is composed of compacted quarry-rock fill with a thin loess soil core (Figure 1). The
upper part of the core is vertical; in the lower portion it is inclined and located close to the
upstream face. The dam core is keyed to the sub-base by a grouting gallery.
Figure 1: Typical cross section of the dam
The results of follow up surveys carried out up to the year 2004 were unsatisfactory, and a
progressive worsening of the problem took place until the end of that year. The damage was
assessed as being a complete hydraulic fracturing of the impervious core in at least two places
above the level of 476.00 m above SWL. The findings at the end of 2004 led to the statement
that the dam did not fulfill safety requirements and could not be operated without immediate
measures being taken.
The situation at the Mostiste dam in January 2005 was quite precarious. It was decided to lower
the water level in the reservoir by 13 meters, which enabled the routing of a 20-year flood
through the reservoir without exceeding the critical water level of 476.00 m above SWL. With
regard to the extreme snow cover in the catchment area during spring 2005, a 7 m long section
of side spillway wall was temporarily blasted out in its entire height to release additional
discharge without exceeding the critical water level in the reservoir.
Some provisional repairs were carried out on the evidently damaged parts of the dam sealing,
temporarily reducing the risk of dam failure to a tolerable level.
At the same time, the governor of the region proclaimed a state of emergency according to the
“Emergency law” in order to protect the lives and property of the inhabitants living downstream
from the dam.
As a component of a warning system and evacuation plan a detailed dam break analysis was
carried out. Part of the analysis required the use of a more detailed internal erosion model
based on the observed amounts of seepage. That model enabled a prognosis to be made of the
potential progression of the seepage path in the cases of various flood scenarios due to spring
snow melt in the catchment.
2
Genesis of the defect
Technical dam safety inspections and surveillance indicated increased seepage through the
dam body from 1996. The defects could not be localised due to the lack of a drainage and
seepage observation system at the dam. The uncertainties in future dam behaviour called for
additional surveys, focused firstly on the probable locations of potential defects. The careful
386
investigation of records from the building site during construction showed that the dam material
used was heterogeneous, and at some locations improper. During the completion of the dam
body, suitable loess material for the dam core was probably missing, and its upper portion
contains sandy layers from the borrow pit. Moreover, the compaction technology used was not
sufficiently developed at the time of construction in the 1950’s.
It was recognised that the failure was triggered by a combination of unfavourable factors. The
most significant factor was the use of heterogeneous core materials, locally improper for the
sealing zone, and also poor compaction of the impervious core. One of the accompanying
effects was the varying levels of moisture of the core material. Moreover, at some places
transition zones (filters) are missing or do not fit non-suffosion criteria.
A complex analysis was carried out with the use of FEM assessment. The results of the
modelling documented the significance of:
– unsuitable construction methods, namely the non-uniform material in the core,
– the development of differential settlement in the core and shoulders followed by “an arch
effect” and corresponding stress redistribution. The accompanying effects of such a failure
are a decrease in vertical stresses in the core, water penetration into the joints, and a
successive increase in soil moisture in the affected zones.
The failure process was gradual and culminated in emergency measures mentioned above.
3
Assessment and prognosis of internal erosion in the dam core
The analysis of an internal erosion process in the dam core and the prognosis of its progress
were carried out via the following steps:
Quantification of existing defects was performed using quite poor data about the seepage
amount. The hypothetical privileged path location and “pipe” diameter were derived from pipe
hydraulics.
The starting time of particle transport in the core was determined from the critical shear stress of
the core material compared with “non-scouring” velocities in a hypothetical pipe.
The internal erosion process was described using the mathematical model described in [Wan,
Fell 2004].
3.1
Quantification of the existing defect
To quantify the existing defect, observed seepage amounts corresponding to selected reservoir
water levels were used. The reservoir water level was observed continuously at the gauge
station located at the intake structure. Some time after the reservoir water level exceeded
476.00 m above SWL, uncontrolled seepage occurred in the approach tunnel to the grouting
gallery. It was evident that this identified seepage was only part of the total seepage through the
degraded portion of the dam core. Unfortunately, the Mostiste dam at that time was not
equipped with a drainage element controlling the seepage amount. Some seepage was then
observed at the downstream toe of the dam. That seepage amount was roughly estimated and
added to the seepage identified in the approach tunnel. Estimated total amounts corresponding
to reservoir water levels were as follows:
387
on 10th May 2003 at a maximum reservoir water level of 477.44 above SWL a maximum
seepage of 0.36 l/s was observed,
on 10th February 2004 at a maximum reservoir water level of 477.75 above SWL a maximum
seepage of 1.50 l/s was observed.
From these data the parameters of the hypothetical privileged path were derived. For the
analysis pipe hydraulics equations (Darcy-Weissbach, White-Colebrook) were used. The results
of the analysis are shown below:
Date
Reservoir water level [m SWL]
Seepage [l/s]
Hydraulic gradient
Friction factor
Hypothetical “pipe” diameter [mm]
10th May 2003
477.44
0.36
0.45
0.105
19
10th February 2004
477.75
1.50
0.55
0.081
31
From the data presented it is clear that over 9 months the hypothetical pipe diameter
representing the privileged seepage path opening increased by approximately 1.6 times from 19
to 31 mm. This example clearly indicates the progressive nature of the dam core defect.
3.2
Prognosis of piping progression
The next step was to estimate piping progress in the case of uncontrolled filling of the reservoir
and an increase in the water level during potential spring floods in 2005. The results of the
analysis had to specify the water level Hini that would initiate more intensive internal erosion of
the core and thus be the indicator for starting emergency activities in the area below the dam.
Further on the time-dependent increase in the size of the seepage path opening - diameter D(t)
and the dam breach discharge Q(t) had to be calculated as an input for consequent dam-break
flood routing in the area below the dam. At this location only the analysis of the internal erosion
process is described in more detail.
The basic input for the calculation was the hydrographs of the hypothetical design and check
floods entering the reservoir. As Mostiste is a Ist category dam, the design flood has a return
period of 1000 years, the check flood 10000 years.
The solution employs the method mentioned in [3], and the empirically determined critical shear
stress WC and erosion rate index I values were used. The values were assigned with respect to
the geotechnical properties of the dam core material and corresponding materials tested within
the research of Wan and Fell (2004). The procedure was as follows:
For increasing reservoir water level H(t) the energy slope Je(t) in the privileged path was
calculated.
Corresponding shear stress W(t) was calculated using the formula W =U. g. Je .D/4. The initial
“seepage pipe” diameter was assumed to be 31 mm.
388
Shear stress W(t) was compared with its critical value WC = 10 Pa corresponding with sandy clay
(SC) material identified in the core. After exceeding critical shear stress the internal erosion
process starts (initiation time of the erosion process).
The erosion rate dH/dt in [kg/(s.m2)] was expressed according to [3] by the formula:
dH
dt
Ce (W W C )
(1)
where Ce is the coefficient of soil erosion. More convenient is the use of the erosion rate index I
= -log(Ce), considered to be I = 3.5 for SC core material.
The variable H gives the mass of eroded material per unit time and unit surface area of the
seepage “pipe”. To obtain the unit mass eroded during time interval 't the equation (1) has
been rewritten in differential form:
'H
Ce (W W C ) 't
(2)
The total eroded volume 'V = S.D.L.'H/U, where U is the dry density of the soil and L is the
length of the hypothetical seepage path corresponding to the dam core width elongated with
respect to the tortuosity of the path. In our analysis we assumed a total length of L = 3 m with a
tortuosity effect of about 20%. The increase of “pipe” diameter is given by the formula 'D =
2.'V/(S.D.L), and the pipe diameter after time 't is D(t+'t) = D(t) +'D(t).
Seepage velocity v(t) and discharge Q(t) through the opening were calculated using the well
known Darcy-Weissbach and White-Colebrook pipe hydraulics formulae.
Some authors (e.g. [1]) assume that the opening in the dam core collapses and the flow
changes from orifice-control to weir-control when the opening reaches the size of the overlaying
layer between the pipe top and the dam crest. From that time the breaching mechanism was
modelled according to [2].
The summary of results for flood wave of 1000-year return period is in Table 1. In Figure 2 the
results of internal erosion process modelling for a 1000 year flood are shown in terms of
seepage pipe diameter D(t) and seepage discharge Q(t). It can be seen that the sudden
collapse of the opening overburden can be expected 4:10 hours after the reservoir water level
exceeds the damaged dam core (t = 0).
Table 1: Failure progress parameters for a 1000-year flood wave
PV1000
Critical water level
476.54 m above SWL
Time to the beginning of internal erosion
1 hour
Discharge at the beginning of internal erosion
0.7 l/s
Time to seepage path (pipe) collapse
Discharge at the moment of seepage path collapse
4:10 hours
200 m3/s
389
Figure 2: Increase in privileged path diameter and seepage discharge due to internal erosion
4
Conclusions
In this paper the general background to the origin of the Mostiste dam defect is described. As a
part of emergency and warning procedures an internal erosion model was developed and used
for the prediction of the core degradation process. Fortunately the spring snow melt in 2005 was
gradual and no critical emergency activities had to be initiated at the dam.
During the year 2005 the dam core was treated by jet-grouting over the entire extent of the
dam’s length to a depth of 7 m. A new system of technical safety monitoring was set up.
Recently the remedial works at the dam, its filling and the subsequent trial procedure have all
been completed. No unusual behaviour of the dam was observed. Nowadays the MostistČ Dam
is in full operation.
Literature
[1]
Fread, DL.: Breach - an Erosion Model for Earthen Dam Failures. Hydrological Research
Laboratory, US National Water Service, 1991.
[2]
Riha, J. - Danecek, J. Mathematical modelling of embankment dams due to overtopping,
Journal of Hydrology and Hydromechanics, 48, 2000, 3, 165 - 179.
[3]
Wan, CH. F. - Fell, R. Laboratory Tests on the Rate of Piping Erosion of Soils in
Embankment Dams, Geotechnical Testing Journal, Vol. 27, No. 3, p. 295 - 303, 2004.
Acknowledgement
The content of this paper is part of research supported by the Grant Agency of the Czech
390
Authors’ Names and Affiliations
Jaromír ěíha, prof., Dipl. - Ing., CSc.
Zizkova 17, 602 00 Brno
Czech Republic
riha.j@fce.vutbr.cz
Jiri Svancara, Dipl.- Ing.,
Pöyry Environment, a.s.
Botanická 834/56
602 00 Brno
Czech Republic
jiri svancara@poyry.com
391
Central Asia: Sarez Lake's Safety Problem
Mittelasien: Das Problem der Sicherheit des Sares-Sees
Yusup Rysbekov
Abstract
In 1911 on Pamir the strongest earthquake has taken place, which has entailed a landslide of
the mountain slope, and large dam (height up to 800 m, and volume of the fallen rocky breeds
more than 2.2 km3) was formed. Now Sarez Lake has water volume more than 17 km3. At
situation’s development under the worse scenario the infrastructure of Pyanj and Amudarya
river valleys on the territory of Tajikistan, Afghanistan, Uzbekistan and Turkmenistan will be
destroyed seriously.
Zusammenfassung
Im Jahre 1911 ereignete sich im Pamir das stärkste Erdbeben, welches das Abrutschen eines
Berghanges nach sich zog. Das Tal des Murgab-Stromes wurde verschüttet. Als Resultat des
Erdbebens entstanden der Usoi-Damm und der Sares-See. Der Usoi-Damm ist der größte
Damm unserer Zeit (Höhe: bis zu 800 m, Volumen: bis zu 2,2 km3). Zur Zeit hat der Sares-See
eine maximale Tiefe von mehr als 500 m und ein Wasservolumen von mehr als 17 km3. Die
Sares-See liegt in einer seismisch sehr aktiven Zone, daher ist das Problem der Zerstörung des
Usoi-Damms sehr aktuell. Ungünstige Szenarien lassen schwerste Schäden für die Infrastruktur
entlang der Flüsse Amudarya und Pyangg in den Ländern Afghanistan, Tadschikistan, Usbekistan und Turkmenistan befürchten.
1
Introduction
Natural accidents concern to the ecological safety’s threats, many of which practically are
unpredictable or an estimation of which forecast carries probability character. At the same time
there is a real danger of possible ecological accidents, which negative consequences can be
neutralized or are shown to minimum. The situation with high-mountainous Sarez Lake
(Tajikistan) concerns to the given category of potentially dangerous natural threats. In a line of
natural accidents the special place is occupied earthquakes. The strong earthquakes destroyed
Vernyi (Alma-Ata) twice - in 1887 and 1911; in 1908 Messina (Italy) was completely destroyed;
in 1969 Banya-Luka (Yugoslavia) has turned to ruins.
Earthquakes with force of 8-9 points have carried away life more 250 000 people and have
devastated cities of Tokyo (1911) and Iokogama (1923). The strong earthquakes cause often
and other nature accidents. To the category listed above catastrophes the earthquake in 1911
on Pamir concerns, as a result of which the Sarez Lake was formed.
392
2
Sarez Lake: history, interests of safety
To the history of Sarez Lake’s formation
In night 19-20 February 1911 on Pamir (Tajikistan) the strongest earthquake (magnitude = 7.4,
by force more than 9 points on Richter scale) has taken place, which has entailed a collapse of
mountain slope in the Murgab river valley. Common number lost (835 people, from them 702
were lost in Afghanistan) nothing speak almost about force of accident, it is necessary to make
the amendment on lowest population density of severe high-mountain. On force the earthquake
was close to those, which destroyed in ɏɏ century Vernyi, Tokyo, Banya-Luka. As a result of
landslide the natural dam (height up to 800 ɦ, width to 3.2 km, and volume of the fallen rocky
breeds more than 2.2 km3) was formed. The blockage has received the name Usoi and is the
largest in our historical epoch [1]. In September, 1911 river water have flooded located above
the Sarez village, which has denominated lake. In 1913 Sarez Lake had depth at a blockage
279 m, in 1915 – 352 m, in 1926 – 477 m and has reached level about 500 m in 1946. Now
Sarez has a maximal depth more than 500 m, area about 90 km2, length more than 70 km;
water volume more than 17 km3. As a result of landslide of mountain breeds the Shadau Lake
was formed also, as a consequence of blocking of the Shadaudara river, which ran into the
Murgab river before earthquake. Length of the Shadau Lake is about 3 km, maximal width - up
to 800ɦ, the depth at a blockage - about 240 m, water volume – more than 0.2 km3. Sarez and
Shadau Lakes are connected dynamically among themselves through a body of the stone dam
dividing them.
Interests of safety…
Till 1918 the researches of the Usoi dam and the Sarez Lake were spent, basically, by the
military experts of the Russian imperial Army. In 1920s and next decades the intensive
researches of reliability of the Usoi dam were spent by scientific forces of educational, research,
design departments of the Tajik SSR, Uzbek SSR, Russian Federation under the Moscow’s
general governance for complex study of geology, hydrology, water balance of Lake, and first of
all – for estimation of Usoi dam’s stability. Last decade researches were spent by efforts of the
Tajik scientists and some international organizations. In two years after accident (1913) Russian
engineer D.Bukinich has stated the first doubts in dam’s stability, and in 1914 G.Spilko has
assumed that Sarez waters can not break the dam.
Later question of stability of the blockage was discussed by many experts. Some researchers
have agreed with the assumption of D.Bukinich (O.Lange, R.Zabirov, V.Poslavsky; etc.), others
agreed with the conclusion of G.Spilko (I.Preobrazhensky, L.Dunin-Barkovsky, etc). But
everyone had opinion that it is not enough of experimental data for the final decision of a
question on dam’s stability, and that new landslides are possible in volumes comparable to
volume of the Usoi dam. In this case grandiose water volume can be poured at the top of dam
(its lowest part above than water level is equaled about 40 m), and a huge wave will be carried
by on river valleys located down, having caused catastrophic destructions. Degree of damage
will be maximal for Tajikistan, significant for Uzbekistan, smaller for Turkmenistan and minimal
for Afghanistan therefore the developing situation directly mentions interests of safety both
national, and regional levels [2].
393
Problems of artificial and natural dams’ stability are closely connected to questions of
downstream located areas’ safety. As Sarez Lake is located in the high-seismic mountain zone
(repeatability of earthquakes with force 9-10 point is very high - 1 time per 250 years) the
question of neutralization of threat of possible break is now extremely important. Estimation of
dams’ stability at their possible destruction carry probability character, and, as a rule, the
positive decision of them is directed on future generations’ safety. Nevertheless number of
lakes’ breaks with water in tens and hundreds time smaller in comparison with Sarez Lake
(Issyk lake near Almaty; on Isfairam river, Ferghana; on Zerafshan river at Aini; etc.), which
have resulted in the human victims and catastrophic destructions and have put the large
economic damage, shows that these questions require careful study, and the decision of these
problems can not be shifted on shoulders of the future generations even on reasons of the
moral-ethical order. Natural complete silting of Sarez Lake as a result of the firm breeds’
transportation by river waters and creeping of stony flows will be stretched on millenniums (that
is easily counted up), but strong earthquake in this area or landslide can take place, if
figuratively speaking, tomorrow (nature of the probabilities’ theory is those). At the best, at slow
slipping several unstable slopes level in Lake can rise, statistical pressure on the Usoi dam will
increase and the question of dam’s stability will become aggravated.
… And water-power engineering and other sectors of economy
Probably, the artificial downturn of water level in Sarez Lake up to safe marks is unique
alternative to bad development of events. A number of nature accidents related to water (floods
in Europe, Southern Asia, Northern America) have shown that national economy’s restoration
after an extreme ecological situation of large scale is estimated in billions dollars and is heavy
burden for the state, in which they occur. Therefore politics directed on prevention of threat of
Usoi dam’s break should be priority at the present stage.
For realization of this politics active participation should accept an energetic sector, as interests
of hydropower are most attractive from positions of practicality in comparison with interests of
tourism, an environment’s protection, hunting, fishery etc. Sarez Lake’s waters can be reduced
stage by stage with benefit for the national economy of Tajikistan, Afghanistan, Uzbekistan, by
means of construction of hydroelectric power station (HEPS) or cascade of HEPS on Bartang
river, as they have most powerful energy potential (absolute marks of water level is more than 3
200 m). Project’s realization is facilitated by presence of narrow gorges, steep rocks and
heights’ significant difference in the Bartang river valley.
3
The Problem’s Possible Decisions
All offered decisions of the problem can be reduced to 3 groups [3], [etc]:
1.
Strengthening of the dam:
1.1.
By construction of the ferroconcrete dam for stop of the canyon’s growth, which runs into
dam’s body (with closing of cracks of the water filtration);
1.2.
Increase of density of the dam for stop of water filtration from the Lake;
1.3.
Increase of the lowest part of the a dam on 50-55 m;
2.
Neutralization of large landslides:
394
2.1
Artificial omitting (by directed explosions) of separate blocks of large landslips to the
Lake for exception of their lump-sum landslide;
3.
Reduction of water volume in Lake:
3.1.
By pumps or siphons directly; or
3.2.
By water release (through artificial channels or tunnels), with variants of water use.
Offered variants require the system analysis for development of an acceptable concept for
decision of the Usoi dam’s problem, as its realization requires enormous financial assets, but it
is a subject of separate discussion. It is necessary only to note that the part from them is
absolutely unpromising, another other part requires reconsideration both serious substantiation
and accounts in order to prevent empty expenditure of financial resources. Innovation in this
matter should and will consist in change of the approach to the decision of problem of the Sarez
Lake’s safety. Other decision of the problem exists. Offered decision is based on earlier carried
out researches and their critical judgment, it will require less efforts and in the future can justify
financial assets, which will be spent for the project’s realization.
Literature
[1]
[2]
Poslavsky, V.: About one accident on Pamir. Journal of Hydro-engineering and
Melioration, Moscow, ʋ 3, p. 98-116, 1968.
Rysbekov Yu.: Sarez Lake as potential threat of national and regional safety. Proceedings
of the Conference “Urgent problems of protection of the population from extreme
situations”, Ɍashkent, p. 29-31, 2000
[3]
Makievsky, P., Mukhabbatov, Kh.: Tajikistan: Sarez lake: geodynamic, technical and
social aspects of a problem. http://www.ca-c.org/journal/cac-03-1999/st_24_maki.
Yusup Rysbekov, Dr.
Interstate Coordination Water Commission of Central Asia
Scientific Information Centre
Assistant Director
B-11, Karasu-4,
Tashkent, 700187,
Republic of Uzbekistan
yusuprysbekov@icwc-aral.uz
Yusuf.Bek.004@rambler.ru
395
Die Machbarkeitsstudie des Bewässerungs- und
Wasserkraftprojekts „Lower Kokcha“ in Afghanistan
The „Lower Kokcha Irrigation & Hydropower Project” Feasibility Study,
Afghanistan
Patrick Schäfer, Edwin Ayros, Farhad Noorzai
Abstract
The Lower Kokcha Irrigation and Hydropower Project is located in Northern Afghanistan along
the Kokcha River, which forms the border between Kunduz and Takhar Provinces and joins the
Panj River at the Tajik border. It comprises more than 150 000 ha of land in which existing
irrigation facilities shall be enhanced, and new land brought under irrigation. To feed the irrigation system, water needs to be diverted from the Lower Kokcha River. Hydropower production shall be included in this multipurpose project.
This project has been planned by the "Central Asian State Designing Prospecting and Research
Institute for Irrigation and Melioration Construction" in Tashkent in the 1970s. Preparation of the
civil works had already begun when, in the early 1980s, war caused a halt to the work. To date,
work has not been resumed.
The area used to be home to a prosperous cotton industry, of which little is left today. Today the
population lacks irrigation water and, to some extent, also drinking water. The aim of this World
Bank funded project is to review, update, and to re-design the project consistent with today's
standards concerning technical, social, environmental and economical aspects.
This paper outlines alternative diversion structures considered during the study. Attention is also
drawn to the hydrological study and the considerations to be made when planning a project in a
country ravaged by more than two decades of war and civil strife, resulting in standstill in
education, data collection and storage of data.
Zusammenfassung
Das Bewässerungs- und Wasserkraftprojekt „Lower Kokcha“ befindet sich in Nord-Afghanistan
am Kokcha River, welcher die Grenze zwischen den Provinzen Kunduz und Takhar darstellt
und an der tadschikischen Grenze in den Amu Darya mündet. Das Projekt umfasst über
150 000 ha Land, für welches teilweise die Bewässerung verbessert werden soll, und welches
teilweise für die Bewässerung neu erschlossen werden muss. Um das Bewässerungssystem zu
speisen wird ein Einlaufbauwerk im Kokcha River geplant. Ein zweiter Schwerpunkt des
Projekts liegt in der Wasserkraftnutzung.
Das Projekt ist in den 1970er Jahren durch das "Central Asian State Designing Prospecting and
Research Institute for Irrigation and Melioration Construction" in Taschkent entwickelt worden.
Die Baustelleneinrichtung war fast abgeschlossen, als die Arbeiten Anfang der 1980er Jahre
durch den Krieg unterbrochen wurden. Die Arbeiten wurden bisher nicht fortgeführt.
396
In dem Projektgebiet existierte früher eine erfolgreiche Baumwollindustrie, von welcher heute
kaum etwas übrig ist. Der Bevölkerung mangelt es heute an Wasser zur Bewässerung sowie
teilweise gar an Trinkwasser. Ziel des heutigen Weltbankprojekts ist es, das alte Projekt zu
prüfen und zu aktualisieren, bzw. in gewissem Umfang neu zu planen, um den heutigen
Anforderungen an technische Standards, Umwelt- und Sozialverträglichkeit gerecht zu werden.
In diesem Beitrag werden die Alternativen des Einlaufbauwerks vorgestellt, welche im Laufe der
Studie betrachtet werden. Des Weiteren wird anhand der Hydrologie von den Bedingungen
berichtet, welche bei der Durchführung eines Projekts vorherrschen, in einem Land das zwei
Jahrzehnte Krieg erdulden musste, mit den entsprechenden Folgen für die Bildung,
Datenerhebung sowie Archivierung.
1
Einführung
Das Lower Kokcha Projekt ist im Norden Afghanistans, in den Bundesstaaten Kunduz und
Takhar gelegen. Kurz vor seiner Einmündung in den Amu River, den Grenzfluss nach
Tadschikistan, soll aus dem Kokcha River eine Ausleitung errichtet werden, um eine über
150 000 ha große landwirtschaftliche Fläche zu bewässern (Bild 1). Ein vergleichbares Projekt
war bereits in Zeiten der sowjetischen Entwicklungshilfe für Afghanistan vom „Central Asian
State Designing Prospecting and Research Institute for Irrigation and Melioration Construction“
in Taschkent entwickelt und bis zur Bauausführung gebracht worden. Anfang der 1980er Jahre
war die Baustelleneinrichtung bereits weit fortgeschritten, als die Arbeiten jedoch aufgrund der
russischen Militäraktion unterbrochen wurden. Seither verhinderten die Bedingungen in dem
Land die Wiederaufnahme der Arbeiten.
Bild 1:
Lage des Projektgebiets und der Bewässerungsflächen
Momentan befindet sich das Projekt unter Finanzierung der Weltbank erneut in der Phase der
Machbarkeitsstudie. Zunächst war beabsichtigt, die bereits vorhandene Planung zu verwenden
und hinsichtlich der heutigen Anforderungen an die Umwelt- und Sozialverträglichkeit, der
397
heutigen technischen Standards und der Wirtschaftlichkeit zu aktualisieren, es zeigte sich
jedoch, dass eine überdachte Projektauslegung notwendig sein wird.
Zudem ist Afghanistan heute eines der schlechtesten elektrifizierten Länder der Erde. Aus
diesem Grund besteht großes Interesse nach Möglichkeit Wasserkraftnutzung in das neue
Projekt zu integrieren.
Eine Herausforderung bei der Bearbeitung des hier vorgestellten Projekts stellt – neben der
Sicherheit – die Daten- und Informationslage dar. Die ehemaligen Planungen, auf welche sich
die Studie stützen sollte, waren, sofern überhaupt noch vorhanden, weit verstreut und mussten
aufwändig zusammengetragen werden. Darüber hinaus existieren aus den letzten 25 Jahren
keine Datenaufzeichnungen, z.B. der Hydrologie, oder Datenerhebungen, wie Bevölkerungszusammensetzung und Landnutzung.
2
Hydrologie
In der Nähe der geplanten Sperrenstellen befindet sich im Kokcha River der Pegel Khojaghar,
welcher die wichtigste Informationsquelle zur Ermittlung des Bemessungshochwassers für die
Flussumleitung während des Baus, für die Bemessung der Hochwasserentlastungsanlage
sowie zur Ermittlung des Wasserdargebots für die Bewässerung darstellt. Der Pegel war von
1964 bis 1978 in Betrieb; fortan wurden im ganzen Land aufgrund der politischen Instabilität
über 25 Jahre lang keine Abflussmessungen durchgeführt.
Ebenso wurde 1978 der Betrieb der klimatologischen Station Faizabad, welche sich im
Einzugsgebiet des Kokcha River befindet, eingestellt.
Eine Aufgabe der Hydrologie war die Verlängerung der monatlichen Abflüsse des Pegels
Khojaghar ab dem Jahr 1978 mithilfe klimatologischer Daten der letzten 25 Jahre.
Des Weiteren wurden aufgrund der nur kurzen Reihe von Hochwasserscheitelabflüssen am
Pegel Khojaghar die Bemessungsabflüsse für den Entwurf der Wasserbauten mit Hilfe der
Regionalisierung von extremen Abflüssen ermittelt.
2.1 Niederschlag-Abfluss Modell
Die mittleren Jahresgänge der Abflüsse, der Niederschläge sowie der Temperaturen zeigen,
dass der Abfluss des Kokcha River grundsächlich durch Schneeschmelze erzeugt wird.
Extreme Niederschläge finden in den Monaten März und April statt, jedoch kommen in diesen
Monaten fast keine extremen Hochwasser vor. Hochwasserereignisse finden in den Monaten
Juni oder Juli statt, in welchen fast keine Niederschläge vorkommen – ein Einfluss durch
Monsun ist nicht vorhanden.
In Zusammenarbeit mit dem Lehrstuhl Hydrologie und Geohydrologie / Institut für Wasserbau
der Universität Stuttgart wurde ein Niederschlag-Abfluss (N-A) Modell entwickelt [1]. Das Modell
verwendet globale klimatologische Daten des Center for Climatic Research der Delaware
Universität / USA von 1950 bis 1999. Diese globalen monatliche Niederschläge und
Temperaturen wurden mit den vorhandenen beobachteten Daten von 1964 bis 1978 der
klimatologischen Station im Kokcha-Einzugsgebiet verglichen. Es konnte festgestellt werden,
dass sich im betroffnen Einzugsgebiet das monatliche Verhalten der Temperaturen sowie der
Niederschläge in den letzten Jahren kaum geändert hat.
398
Das entwickelte N-A Modell nutzt als Eingangsdaten die globalen Temperaturen und
Niederschläge und berücksichtigt weiterhin Schmelzwasser, Evapotranspiration und den
Basisabfluss. Mit einem Optimierungsverfahren wurde das Modell kalibriert [1]. Der historische
mittlere Jahreabfluss am Pegel Khojaghar liegt bei 198.79 m³/s und der berechnete Abfluss
unter Verwendung des N-A Models beträgt 195.96 m³/s. Der relative Fehler zwischen
beobachtetem und berechnetem Abfluss liegt unter 1 % [1]. Mit Hilfe dieses N-A Modells
wurden die monatlichen Abflüsse von 1979 bis 1999 erweitert.
2.2 Regionalisierung extremer Abflüsse
Die Reihe von Hochwasserscheitelabflüssen am Pegel Khojaghar erstreckt sich über 15 Jahre
und ist damit zu kurz für die Ermittlung von Hochwasserwahrscheinlichkeiten; geeignet ist eine
Beobachtungszeitspanne von 30 Jahren oder mehr [5]. Aus diesem Grund wurde mit der
Regionalisierung von extremen Abflüssen an benachbarten Pegeln gearbeitet. So sind in dem
Einzugsgebiet neben dem Pegel Khojagar vier weitere Pegel vorhanden. Darüber hinaus liegt
benachbart zum betrachteten Projektgebiet das Einzugsgebiet Kunduz, welches ebenfalls
mehrere Pegel umfasst.
Am Institut für Wasserbau der Universität Stuttgart sind regionale Modelle zur Bestimmung von
Bemessungsabflüssen [2] entwickelt worden und im Einzugsgebiet des oberen Neckar
verwendet worden. Diese Modelle wurden erfolgreich in den Anden in Südamerika [4]
angewandt und wurden ebenfalls für die Einzugsgebiete der Kokcha und Kunduz verwendet.
Für Vergleichszwecke wurden außerdem traditionelle Verfahren angewendet: das IndexVerfahren sowie das L-Moment-Verfahren.
Die Hochwasserwahrscheinlichkeitsanalyse der ermittelten Bemessungsabflüsse ergab eine
steigende Unsicherheit für größere Wiederkehrzeiten, da man sich ab Wiederkehrzeiten ab 50
Jahren im extrapolierten Bereich befindet. Für die Bewertung der Güte der Modelle wurde der
statistische Parameter Bestimmtheitsmaß B verwendet. Die besten Ergebnisse wies das Modell
OBA aus, dessen Ergebnisse daher zur Verwendung empfohlen wurden.
3
Projektauslegung
Neben der Hydrologie standen für die technischen Projektentwürfe vor Ort durchgeführte
Untersuchungen eines Bewässerungsingenieurs sowie geologische Kartierungen zur
Verfügung. Detaillierte topographische Karten konnten wegen vertraglicher Schwierigkeiten
bisher nicht zur Verfügung gestellt werden. Daher müssen die aktuellen Entwürfe später an die
detaillierte Topographie angepasst werden.
3.1
Bewässerung
Aufgrund der noch im Aufbau befindlichen afghanischen Verwaltung konnte das Zusammentragen der Unterlagen der Taschkent-Planung erst Monate nach Projektbeginn abgeschlossen
werden. Nach Durchsicht stellte sich heraus, dass die „russische“ Planung seinerzeit zunächst
lediglich die Bewässerung von 17 671 ha Fläche umfasste und eine Auslegung ohne integrierte
Energiegewinnung, aber mit einem Pumpsystem vorsah. Der heutige Auftrag sieht jedoch die
Versorgung von rund 150 000 ha vor. Diese Flächen sollen außerdem mit Freispiegelabfluss
399
ohne Pumpen erreicht werden, da man mit dem Betrieb und Unterhalt in der entlegenen Region
bereits schlechte Erfahrungen gemacht hat, und zudem Strom knapp ist.
Basierend auf den klimatologischen und bodenkundlichen Bedingungen im Projektgebiet sowie
auf der Landnutzung des heutigen Regenfeldbaus, wurden Anbau-Schemata für die künftige
Bewässerungslandwirtschaft entwickelt. Der dafür ermittelte Bewässerungsbedarf ist begrenzt
auf die Sommermonate und erreicht seine Spitze im Juni mit rund 150 m³/s. In der Summe
werden etwa 150 km primäre Bewässerungskanäle notwendig sein, um das Wasser zu den
Anbauflächen zu leiten. Je nach Trassierung werden davon bis zu 30 km in Stollen verlaufen
müssen.
3.2
Sperre
Die von den russischen Ingenieuren gewählte Sperrenstelle „1“ erlaubt aufgrund der Talform
und der Geologie eine Sperre von lediglich rund 12 m Höhe (Bild 2). Diese Höhe ist nicht
ausreichend, um alle Bewässerungsgebiete in Freispiegelabfluss zu erreichen. Eine integrierte
Wasserkraftanlage an dieser Stelle kann bei Weitem nicht die benötigte Leistung für ein
Pumpsystem produzieren. Aus diesem Grund ist diese Alternative zurückgestellt worden.
Bild 2:
Sperrenstelle „1“, ca. 10 km stromabw. von „2“; Blick von Unterstrom (oben),
Sperrenstelle „2“, ca. 10 km stromaufw. von „1;“ Blick von Oberstrom (unten)
Eine weitere mögliche Sperrenstelle „2“ wurde rund 10 km oberhalb der früheren Sperrenstelle
„1“ identifiziert, welche aufgrund der Talform einen Aufstau von rund 50 m erlaubt (Bild 2).
Insgesamt liegt die Einlaufkote an dieser Sperrenstelle rund 70 m höher als bei Sperrenstelle
„1“, was, falls die entsprechende Trassierung der primären Bewässerungskanäle möglich ist,
400
den Pumpaufwand deutlich reduziert oder gar entfallen lässt. Darüber hinaus kann bei dieser
Alternative deutlich mehr Wasserkraft produziert werden.
Der Untergrund an der Sperrenstelle besteht aus geschichtetem Sandstein. Die Geologie und
die seismischen Aktivität der Region, sowie die Talform und die Verfügbarkeit von Materialien
führten zur Wahl einer Gewichtsstaumauer.
Die Hochwasserentlastung wird aufgrund der Geometrie auf dem Rücken der Sperre
angeordnet und muss auf ein „probable maximum flood“ (PMF) von 6 500 m³/s ausgelegt
werden.
3.3
Wassernutzung
In der Hydrologie wurde bereits erwähnt, dass der Kokcha River in erster Linie von der
Schneeschmelze gespeist wird und daher im Winter Niedrigwasser führt (Minimum 60 m³/s
Monatsmittel Februar), und im Sommer die größten Abflüsse vorhanden sind (Maximum
500 m³/s Monatsmittel im Juni). Dieser Umstand kommt den Erfordernissen der Bewässerung
entgegen, welche lediglich im April bis September, maximal 150 m³/s bedarf. Somit kann die
Wasserkraftnutzung unabhängig von den Bedürfnissen der Bewässerung ausgelegt werden
(Bild 3).
Bild 3:
3.4
Wasserdargebot und Verwendung
Wasserkraft
Bei Wahl der Sperrenstelle „2“ steht eine Fallhöhe von zirka 50 m zur Verfügung. Die
Unterschreitungsdauerlinie zeigt, dass eine Auslegung der Turbine für 65 m³/s 80% des Jahres
in Betrieb sein könnte. Die entsprechende installierte Leistung würde rund 25 MW betragen.
Eine Festlegung kann jedoch erst erfolgen, wenn die topographischen Karten zur Verfügung
stehen.
401
4
Zusammenfassung
Im weiteren Verlauf der Machbarkeitsstudie wird die wirtschaftlichste Alternative ausgewählt
und monetär bewertet. Der politische Wille zur späteren Umsetzung des Projekts ist auf allen
Ebenen gegeben, und die Bevölkerung knüpft hohe Erwartungen an das Projekt.
Die Randbedingungen bei der Umsetzung eines Projekts in einem Land, das an
Fachkräftemangel leidet, deren Verwaltung noch im Aufbau ist und noch nicht selbstständig
arbeitet, und dessen Infrastruktur schwach ist, verlangen von dem Ingenieur einen aktiven
Einsatz zur Beschaffung von Daten und zur Durchsetzung eines Zeitplans. Und auch wenn die
spätere Umsetzung aufgrund der instabilen politischen Lage ungewiss ist, scheinen die
Bemühungen lohnend in Anbetracht der möglichen Verbesserung der Lebensverhältnisse der
leidgeprüften Bevölkerung.
Literatur
[1]
Fichtner GmbH: Hydrological Study. Part of the Feasibility Study of Lower Kokcha
Irrigation and Hydropower Project, 2006.
[2]
Ayros, E.: Regionalisierung extremer Abflüsse auf der Grundlage statistischer Verfahren.
Heft Nr. 101 Mitteilung des Instituts für Wasserbau, Universität Stuttgart, 2000.
[3]
Hosking, J.R.; Wallis, J.R.: Regional Frequency Analysis. Cambridge University Press,
1997.
[4]
Ayros, E.; Bárdossy A.: A regional estimation of peak flood for the Peruvian Andes. XIII
Congress of Civil Engineering, S. 61-64, Lima Peru, 2001.
[5]
DVWK: Statistische Analyse von Hochwasserabflüssen. Merkblätter 251.1999.
Dr.-Ing. Patrick Schäfer, Dr.-Ing. Edwin Ayros
Fichtner GmbH & Co. KG
Sarweystr. 7
70191 Stuttgart
SchaeferP@fichtner.de, AyrosE@fichtner.de
Eng. Farhad Noorzai
Ministry of Energy & Water, PCU
Darul Aman Road
Kabul, Afghanistan
farhad.noorzai@eirp-afg.org
402
Abdichtung von Blockfugen der Herdmauer der
Wiehltalsperre unter Vollstau
Sealing of joints at the cutoff wall of the Wiehl Dam at full reservoir level
Lothar Scheuer, Helge Klopsch, Ekkehard Heinemannn
Abstract
A rapid increase of drain water and uplift pressures at the cutoff wall of the Wiehl dam during
May 1999 was caused by leaking joints. A second sealing plane in addition to the damaged joint
tape was arranged by PU injection. This measure reduced the uplift pressures and the drainage
discharge significantly. A repeated rise in 2006 was related to the damage at one single joint.
It could be repaired at full pool level.
Zusammenfassung
Ein rascher Anstieg des Dränabflusses und der Sohldrücke an der Wiehltalsperre im Mai 1999
enstand durch undichte Blockfugen der Herdmauer. Zur Abhilfe wurde zusätzlich zum vertikal
verlaufenden Fugenband eine zweite Dichtungsebene aus PU- Injektionen angeordnet. Durch
die Maßnahme wurden die Sohldrücke und der Dränabfluss deutlich reduziert. Ein erneuter
Anstieg 2006 ergab sich durch den Schaden an einer einzelnen Fuge, der unter Vollstau
behoben wurde.
1
Allgemeine und technische Daten zur Wiehltalsperre
Die Wiehltalsperre, ein Steinschüttdamm mit Asphaltkerndichtung, wurde in den Jahren 1967 –
1973 gebaut. Der Damm ist 360 m lang und 53 m hoch. Entlang der Gründungssohle des
Dammes verläuft eine Herdmauer mit Kontrollgang, die den Anschluss der Asphaltdichtung an
den Felsuntergrund herstellt und damit Bestandteil des Dichtungssystems ist. Ein vertikaler
Dichtungsschleier als Untergrundabdichtung reicht bis in eine Tiefe von ca. 50 m. Die
Stahlbetonherdmauer ist ca. 360 m lang und in 30 Blöcke mit Längen zwischen 8,55 m und
13,20 m unterteilt. Die geplante Breite der Blockfugen beträgt 2 cm. Zur Abdichtung wurden
Fugenbänder in die Stirnflächen der Herdmauerblöcke einbetoniert. Ein vertikal verlaufendes
Fugenband bildet den Anschluss der Kerndichtung an den Dichtungsschleier im Felsuntergrund
(Bild 1). Zur Abdichtung des Kontrollgangs wurde ein umlaufendes Fugenband eingelegt.
403
Bild 1:
2
Querschnitt Herdmauer, ursprüngliches Abdichtungssystem mit Fugenband
Entwicklung der Messwerte
Im Kontrollgang befinden sich 19 Sohldruck und 22 Sickerwassermessstellen. Die Dränwasserabflüsse werden am Dammfuß gemessen.
Bereits nach Inbetriebnahme der Talsperre traten an den Fugen 16/17 und 17/18 Leckagen
durch beschädigte oder nicht fachgerecht eingebaute PVC-Fugenbänder auf. Die
Gesamtsickerwassermenge betrug im Mittel 0,3 l/s. Der Dränwasseranfall betrug im Mittel
ca. 5 l/s.
Die Sohlwasserdrücke, luftseitig des Injektionsschleiers, zeigen einen Abbau des anstehenden
Wasserdruckes von im Mittel 85 %.
3
Schlagartiger Anstieg der Messwerte im Mai 1999
Nach Injektion der Leckagen an den Fugen 16/17 und 17/18 im Jahr 1998 und dem damit
verbundenen Wegfall aller Fließgeräusche im Kontrollgang wurde eine bis dahin nicht
wahrgenommene Strömung in größerer Tiefe unterhalb des umlaufenden Fugenbandes der
Fuge 15/16 hörbar, wobei kein Wasser in den Kontrollgang eindrang. Eine Kontrolle aller
Blockfugen zeigte, dass auch an den Fugen 13/14, 18/19 und 19/20 Fließgeräusche zu hören
waren. Die vorgenannten Strömungsgeräusche verbunden mit einem plötzlichen Anstieg der
Sohlwasserdrücke um mehr als 3,0 m WS an der Luftseite der Herdmauer und einem Anstieg
des Dränwasseranfalls um 3 l/s bei fallendem Stauspiegel lösten folgende Maßnahmen aus:
– Information der Aufsichtsbehörden,
– Erkundung zur Durchlässigkeit des Untergrundes und Vorschlag zur Abdichtung der Fuge
15/16 durch einen Gutachter in Verbindung mit einem Spezialtiefbauunternehmen.
404
3.1. Schadensbewertung und Ursachenanalyse
Nach eingehender Untersuchung des Untergrundes wurden folgende Maßnahmen von seiten
des Gutachters vorgeschlagen:
– Einbau 18 zusätzlicher Druckmessstellen,
– Nachinjektion des rechten Hangs,
– Anordnung von Dränbohrungen luftseitig der Herdmauer zusätzlich zum vorhandenen
Dränsystem
– Abdichtung der Fuge 15/16 durch eine Zementinjektion.
Sofort umgesetzt wurde davon:
– Einbau der 18 Druckmessstellen zur Beobachtung der Drücke in unterschiedlichen
Felshorizonten,
– Teilabdichtung an der Fuge 15/16, mehr wurde aufgrund zu hoher
Strömungsgeschwindigkeiten nicht erreicht.
Auf zusätzliche Dränbohrungen wurde verzichtet, da die Höhe der Sohldrücke unproblematisch
war und eine mögliche Erosion im Kluftsystem vermieden werden sollte.
Die Begutachtung der Fugenbänder durch einen Spezialisten führte zu folgendem Ergebnis:
– Fugenbandtyp ist nicht für den anstehenden Wasserdruck geeignet,
– Fügungen und Anschlüsse auf der Baustelle wurden nicht fachgerecht ausgeführt.
3.2. Sanierungskonzept zur Abdichtung der Blockfugen
Das Sanierungskonzept sieht die Ertüchtigung aller Blockfugen durch die Schaffung einer
neuen Dichtungsebene zur Wasserseite, zwischen Asphaltkerndichtung und Felshorizont nach
folgendem Aufbau vor (Bild 2):
– Eine nach unten gerichtete Bohrung in der Fuge bis ca. 1,0 m in den Fels, d 60 mm.
– Eine nach oben gerichtete Bohrung bis ca. 0,50 m in die Kerndichtung d 60 mm.
– Injektion der Bohrungen und Füllung des Ringraumes zwischen 1. und 2. Bohrung bis an das
umlaufende Fugenband mit niedrigviskosem 2K-PU Harz
3.3.
Modellversuch zur Fugenabdichtung
Es wurde ein Fugenmodell aus zwei Betonblöcken hergestellt und so angeordnet, dass eine
durchströmte Fuge simuliert werden konnte. In die Bohrung wurde ein Geotextilschlauch
eingebaut und mit Hilfe eines Packers gegen strömendes Wasser injiziert. Es zeigte sich, dass
das Harz aufgrund der Strömung nicht vollständig ausreagieren konnte und trotz des
Geotextilschlauchs ausgetragen wurde.
In einem 2. Versuch wurde das Modell zur Simulation einer unter Druck stehenden Fuge
umgebaut und das PU Harz gegen den Wasserdruck über Packer injiziert. Bei diesem Versuch
reagierte das Harz vollständig aus und dichtete die Fuge ab.
405
Bild 2:
4
Querschnitt Herdmauer, zweite Abdichtungsebene
Abdichtung der Blockfugen
4.1. Bohrtechnik
Die Bohrarbeiten gestalteten sich schwierig, da die Fugen weder planparallel noch senkrecht
ausgeführt waren. Fugenversätze von bis zu 4 cm und Richtungsänderungen traten häufig auf.
Um dem Fugenverlauf folgen zu können, wurden die nach unten gerichteten Bohrungen
abgestuft. Mit d = 270 mm ca. 0,30 – 0,60 m tief durch den oberen Beton, dann Ortung des
weiteren Verlaufs bis zum Fugenband mit einer Sonde, Fortsetzung mit d = 150 mm ca.
0,50 – 0,90 m tief bis zum Fugenband, ab diesem Punkt wurde die Richtung erneut sondiert
und mit d = 101 mm fortgesetzt. Nachfolgende Richtungsänderungen wurden durch erneutes
Ausrichten des Bohrgerätes und Anschneiden der Bohrungen vorgenommen.
4.2. Injektionstechnik
4.2.1 Bohrungen ohne Wasserandrang
Nicht durchströmte Fugen bzw. Bohrungen wurden mit PU Harz aufsteigend verfüllt. Da der
Bohrlochmund bei den nach unten gerichteten Bohrungen einen Durchmesser von d 250 mm
aufwies und teilweise unregelmäßig geformt war, wurden Deckel mit Gummidichtung und
Entlüftungsventil zur Abdichtung aufgeschraubt. Das Harz wurde über eine Injektionsleitung von
unten nach oben aufsteigend injiziert. Die Entlüftung wurde geschlossen, sobald dort Harz
austrat. Nachfolgend wurde weiter unter Druck injiziert. Erste Erfahrungen zeigten, dass die
Anordnung einer Nachinjektionsleitung für eine komplette Verfüllung der Bohrung zweckmäßig
war.
406
4.2.2. Abdichtung bei großem Wasserandrang
Der durchströmte Bereich im Bohrloch 15/16 lag direkt unterhalb des Fugenbands. Unterhalb
dieser Zone wurde die Bohrung über einen Packer mit Harz injiziert. Der durchströmte Bereich
darüber wurde mit Bleiwolle gestopft und oberhalb wieder Harz injiziert.
Diese Maßnahme erwirkte kurzfristig eine Reduktion des Dränabflusses am Dammfuß.
Dauerhaft konnte damit jedoch keine Verbesserung erzielt werden. Testbohrungen mit d = 20
mm in die seitlichen Fugenbandbereiche zeigten Durchströmungen an.
Zur Abdichtung wurden Bohrungen mit d = 66 mm ähnlich einer überschnitten Bohrpfahlwand
neben der Bohrung in der Fuge bis 10 cm unterhalb des Fugenbandes abgeteuft und mit Blei
gestopft. Mit der abschließenden Injektion wurde die Fuge vollständig abgedichtet.
4.3. Ergebnisse
Insgesamt wurden 4 100 Liter PU Harz verbraucht. Die Fließgeräusche an allen Blockfugen
wurden abgestellt und die Dränabflüsse auf unter 1 l/s reduziert.
5
Erneuter Anstieg der Messwerte 2006
5.1
Schadensbewertung und Ursachenanalyse
Durch hohe Niederschläge kam es Ende März/Anfang April zu einem deutlichen Anstieg der
Dränabflüsse. Da die Luftseite des Damms und auch die seitlichen Hänge Niederschlagswasser
zum luftseitigen Dammfuß führen, war die Zunahme zunächst nicht ungewöhnlich. Allerdings
erfolgte der anschließende Rückgang des Wasseranfalls nicht entsprechend früherer Erfahrungen. Vielmehr stabilisierte sich der Abfluss bei etwa dem 10-fachen des üblichen Wertes.
Ferner waren an der Herdmauerfuge 15/16 mit dem Stethoskop Fließgeräusche wahrnehmbar.
Als Ursachen für die plötzlich erhöhte Durchlässigkeit wurden folgende Möglichkeiten diskutiert:
Bei der vorhergehenden Sanierung war es aufgrund des großen Wasserandrangs zu einer
grobporigen Kunststofffüllung gekommen, welcher eine Dichtwirkung nur über einen gewissen
Zeitraum zugeschrieben werden kann.
Eine etwa 2,50 m unter dem Kontrollgangboden liegende, horizontale Arbeitsfuge, welche auch
mit einem Fugenband gedichtet ist, führte aufgrund eines Schadens verstärkt Wasser.
Zur weiteren Untersuchung wurde eine Bohrung d = 200 mm bis zum Blockfugenband
angeordnet. Am Bohrloch erfolgte ein starker Wasseraustritt. Unter dem Fugenband fand sich
eine lückenhafte, blasige Polyurethanfüllung größerer Ausdehnung, womit die erstgenannte
Vermutung gestützt wurde. Die Bohrung wurde abgestuft mit den Durchmessern d = 131 mm
und d = 101 mm dem Fugenverlauf folgend bis auf den Fels in 6 m Tiefe fortgesetzt.
Zur weiteren Abklärung wurden seitlich neben der Blockfuge kleinere Bohrungen bis zur
Arbeitsfuge abgeteuft. Da dort kein signifikanter Wasserandrang herrschte, wurden die weiteren
Aktivitäten auf die erstgenannte Schadensmöglichkeit konzentriert.
407
5.2
Abdichtung der schadhaften Blockfuge
Für das Konzept war maßgebend, dass eine 2K PU-Injektion bei dem hohen Wasserandrang in
der Fuge aufgrund der kurzen Erhärtungszeit zunächst die einzige Möglichkeit einer Abdichtung
bot. Versuche mit anderen Harzen schlugen fehl. Für eine dauerhafte Dichtwirkung wurde
wasserseitig davon eine weitere Bohrung für eine Zementinjektion vorgesehen.
Bei der Durchführung der Arbeiten erwies sich der Wasserdurchtritt als zu groß, um eine
Aushärtung zuzulassen. Deshalb wurde eine wasserseitige Bohrung zur Entspannung genutzt.
Aber die nachfolgenden Versuche mit PU-Harzen scheiterten.
Die Anordnung einer dritten Bohrung (Bild 3) in der Fuge führte zu folgendem System:
– Die wasserseitige Bohrung wird wie zuvor zur Entlastung genutzt.
– Die mittlere Bohrung wird mit Bleiwolle gestopft und führt zu einer zusätzlichen
Reduzierung des durch die Fuge dringenden Wassers.
– Die luftseitige Bohrung wird mit einem 2K-PU-Material injiziert.
Anschließend wurde die wasserseitige Bohrung mit einem Deckel verschlossen, durch welchen
ein Manschettenrohr geführt war. Die abschnittsweise Injektion mit unterschiedlich feinem
Zement führte zu einer zufrieden stellenden Abdichtung der Blockfuge.
5.3
Messergebnisse nach der Abdichtung
Die Sicker- und Dränwasserabflüsse nach erfolgter Abdichtung erreichen wieder die übliche
Größenordnung. Dieser bei Vollstau erzielte Erfolg ist beispielgebend für den Fall dass zu
einem späteren Zeitpunkt an anderer Stelle ein erhöhter Durchfluss an einer Hermauerfuge
auftreten sollte.
Bild 3:
Anordnung der Bohrungen, Injektion 2006
408
Prof. Dr.- Ing. Lothar Scheuer
Aggerverband
Sonnenstraße 40
51645 Gummersbach
lothar.scheuer@aggerverband.de
Dipl.-Ing. (FH) Helge Klopsch
Aggerverband
Sonnenstraße 40
51645 Gummersbach
helge.klopsch@aggerverband.de
Prof. Dr.- Ing. Ekkehard Heinemann
Fachhochschule Köln
Betzdorfer Straße 2
50679 Köln
ekkehard.heinemann@fh-koeln.de
409
The Asphalt Lining of a Large Water Reservoir near Benghazi
Die Asphaltdichtung eines großen Speicherbeckens bei Benghazi
Reinhard Schmid
Abstract
The Great Man-Made River Project utilizes Libya’s vast fossil groundwater reserves in the
desert in order to supply fresh water to the populated and fertile Mediterranean coast. Pipelines
are transferring the water to artificial reservoirs in the target areas. Near Benghazi, the largest
reservoir with a capacity of twenty-four million cubic meters has recently been completed and
sealed by an asphalt lining of more than one million square meters. Special equipment
designed for hydraulic asphalt has been utilised to place the lining on the steep slopes and on
the floor.
Zusammenfassung
Das Great Man-Made River Projekt nutzt die fossilen Wasservorräte in der libyschen Wüste zur
Versorgung der dicht besiedelten Küste im Norden des Landes. Über Betonpipelines wird das
Wasser bis zu 1600 km in die in den Zielgebieten errichteten Reservoirs transportiert, von wo es
zur Trinkwasserversorgung der Städte oder zur Bewässerung landwirtschaftlicher Anbaugebiete
verteilt wird. Das größte Speicherbecken, das Grand Omar Mukhtar Reservoir bei Benghazi,
erhielt eine Asphaltdichtung, bestehend aus je einer Binder- und Dichtungslage. Hierzu wurde
speziell für den Böschungseinbau entwickeltes Gerät eingesetzt, das von fahrbaren Winden
gehalten wird. Die Abdichtungsarbeiten wurden im März 2007 abgeschlossen.
1
Introduction
The Great Man-Made River Project of Libya is one of the most ambitious engineering water
projects worldwide: it started in 1983 and encompasses the large scale abstraction of fossil
groundwater reserves in the desert and their long distance transfer via concrete pipelines to the
coastal plains with their fertile soils, where the large majority of the Libyan population is located.
Major phases of this project have been completed until now and water is permanently
distributed to big Cities like Tripoli and agricultural lands in the coastal region (Figure 1).
Engineering landmarks are the five major well fields with more than 1000 wells up to 800 m
deep, the water conveying system of four meter diameter pre-stressed concrete pipes and
numerous pump stations, as well as big storage reservoirs in the target areas. The largest of
these reservoirs is the Grand Omar Mukhtar Reservoir, which was completed in March 2007.
410
THE GREAT MAN-MADE RIVER PROJECT
Mediterranean Sea
Tripoli
Tunisia
Tunisia
Benghazi Plains
Region
Benghazi
Jefara Plains
Region
Sirt
Ajdabiya
Tobruk
Grand Omar
Mukhtar
Reservoir
Al-Ghardabiya Plains
Region
eria
Algeria
Alg
Jaghboub
pt
Egypt
Egy
Brega PCCP Plant
Ghadames
Sarir PCCP
Plant
NE Jebel Hasouna
Wellfield
Sarir
Wellfield
E Jebel Hasouna
Wellfield
Tazerbo
Tazerbo
Wellfield
0
150
300
450
600
Km
an
Sudan
Sud
Kufra
Figure 1: Libya water grid with Grand Omar Mukhtar Reservoir near the coast
2
The Grand Omar Mukhtar Reservoir
The coastal city of Benghazi is already receiving more than 200 000 m3 of water per day from
well fields located 1900 km south. With the new Grand Omar Mukhtar Reservoir under
operation, additional water will be provided to irrigate the large fertile plains in the Benghazi
region.
There are many good reasons to choose asphaltic concrete as sealing material for a fill dam or
water reservoir. High reliability, low maintenance costs and economic construction methods
contribute to its long and very successful track record. In case of Grand Omar Mukhtar
Reservoir, the asphalt lining covers an area of 800000 m2 on the floor and 270000 m2 on the
slope and it will retain an operational volume of 24 mill m3 of valuable irrigation water. After
commissioning, this reservoir will provide water for 18.000 hectares of agricultural land. Further
extensions are envisaged in the near future.
3
General Design Features
The reservoir is surrounded by a 3600 m long ring embankment consisting of a crushed
limestone fill and a vertical chimney drain of fine sand. The upstream slope is protected by
coarse riprap whereas the downstream slope is overlaid by a drainage zone of crushed
limestone material with specified drainage capacities and sufficient stability to allow safe
operation of the asphalt paving equipment. The drainage zone was also designed to withstand
rain water during construction time, a property which was tested successfully during occasional
but very heavy rainfalls in winter. The drainage zone was placed in two layers of 15 cm each
with the slope paving equipment, thus providing a very even and accurate formation for the
binder asphalt layer.
411
The reservoir floor was milled five meter deep into the limestone underground by conventional
road mining machines. On the accurately excavated bedrock formation a regulating layer of 20
cm was sufficient to provide an even and stable base for the asphalt lining. The excavated
material was used as fill material for the embankment thus minimising haulage expenditures for
material from outside quarries.
Filling of the reservoir is accomplished through a concrete intake structure where seven steel
pipes allow for well regulated filling according to operational requirements. The outlet structure
is situated on the opposite side of the reservoir to ensure a certain water circulation of the
stored water. The draw-off is controlled by valves outside the reservoir.
4
Design of the Asphalt Lining
The lining consists of a binder layer of 8 cm thickness and a sealing layer of 6 cm thickness.
Crucial for the good performance of the asphalt lining under water load are the connections to
the concrete structures within the reservoir, in case of Grand Omar Mukhtar Reservoir, the inlet
and outlet structure on floor level. In both cases, special designs have been applied, taking into
account the flexibility of the asphalt and the rigidity of the concrete. Possible differential
deformations between asphalt lining and concrete structure require a special watertight joint
construction design. A copper sheet which is clamped to the concrete and installed in loop
profile will overbridge a possible opening of the joint between asphalt sealing and concrete wall
and thus guarantee a watertight sealing system even in this critical area and under
unfavourable load conditions.
All construction material such as joint filler, copper sheet and clamping plate not only fulfilled the
specified high quality standard but they have been successfully applied on numerous similar
projects.
At the dam crest the lining is connected to the wave wall. The joint is above the reservoir water
level and therefore not exposed to a permanent static water pressure. Expensive joint
construction is not required. The joint is filled with highly elastic joint filler which has good bond
to both the concrete wave wall and the asphalt lining.
5
Asphaltic Concrete Mix Design
As a mixture of crushed coarse aggregates, sand, filler and bitumen, with a suitable mix
composition and if professionally placed, asphaltic concrete can be manufactured in a way to be
technically impermeable. The mix design had also to consider flexibility and stability
characteristics under extreme temperature variations of more than 70°K. This was established
on the construction site laboratory with support of Strabag’s laboratory in Cologne, following the
MS-2 Guidelines of the American Asphalt Institute which define in detail all required steps for
the design evaluation. After verification of the specified quality on field tests outside and within
the permanent works, full scale asphalt placing started in November 2005.
6
Production of the Asphaltic Concrete
In order to produce high quality hydraulic asphalt, a conventional asphalt mixing plant which
was already on the construction site had to be technically modified and adapted to the specified
412
American Standard. This included mainly an electronically controlled mixing process with
automatic recording of main mixing parameters such as weights, temperatures at various
process steps and mixing times.
The fully computerised plant was equipped with a precise weighting system that ensured a
highly accurate and consistent mix composition, as for example a variation in the bitumen
content of less than 0,1 %. The production capacity of the mixing plant was at 140 tons per hour
for binder asphalt and 120 tons per hour for dense asphalt, which allowed for a continuous
asphalt placing process of one placing unit.
For the entire asphalt lining covering an area of more than one mill m2, in total 370.000 tons of
asphalt were produced between November 2005 and January 2007. All aggregates were taken
from a limestone quarry situated 25 km from the construction site. Within the scope of the
quality control, all components of the asphalt mix were tested regularly in the asphalt site laboratory.
7
Placing of the asphalt lining
On the embankment slope, the drainage zone and the asphalt lining were placed with special
paving equipment. All machines working on the slope were held and moved by winch wagons
which operated on the embankment crest (Figure 2). The paving machine equipped with a high
compaction screed, worked in a vertical direction placing asphalt from bottom to top in a width of
5,5 m each lane. In order to allow for a continuous paving process, a supply cart transported the
asphalt from the crest to the paving machine. Final compaction of the asphalt was achieved by
vibratory rollers which ran on separate winch wagons. On the floor a conventional road finisher
with a high compaction screed was used (Figure 3).
Figure 2: Asphalt placing on the reservoir slope
413
Figure 3: Reservoir lining under construction
In this way the binder and dense asphalt layer were placed in two consecutive stages. After
verifying the specified quality of the sealing by various tests, a hot mastic coating was spread on
top of the lining at a thickness of 1,5 to 2 mm. The coating consists of approx. 30 % bitumen
and 70 % of filler. Due to the high sun intensity in Libya, a stabilising agent was added to the
bitumen. This final coating will protect the sealing against the ageing effects of the sun radiation,
thus conserving the high quality characteristics of the sealing for decades.
8
Sequence of Construction
In order to shorten the overall construction period, placing of the drainage zone on the slope
started when approximately 30 % of the embankment was still uncompleted and before the
asphalt mixing plant was operational. After execution of successful field tests, asphalt placing
started in one shift, and in spring 2006 a night shift was added for asphalt placing on the
reservoir floor. Mainly for safety reasons, slope placing was restricted to the day shift.
Whereas interruption of asphalt works by rain were limited to a few events during the winter
season, dust and sand storms from the Sahara desert disturbed the placing works more
frequently and more severely.
In order to minimise interference between earth works and asphalt works and to avoid
interruptions, careful work planning with permanent adjustment to the actual work progress was
crucial for success. As a result of good co-operation the performance of the placing works met
the schedule and only four months after hand over of the last dam section, which included
almost 30 % of the entire slope section, the asphalt works were completed.
414
9
Monitoring System
In order to collect and monitor any seepage through the lining a ring drainage has been installed
along the dam toe which is connected to the drainage layer of the slope. Seepage water from
the reservoir slopes can be localised by fibre optical cable which has been installed at the toe of
the drainage zone. In addition, the water tables below and around the reservoir are monitored
accurately by piezometer boreholes which have been drilled from the dam crest and the
surrounding area to a depth below the ground water table.
10 Impounding
Impounding of the reservoir will start in July 2007 after commissioning the pumping and
conveying system that will feed the reservoir with water. According to the designer’s programme
the filling procedure will be carried out in defined steps and will take approximately six months in
total.
Acknowledgement
The author wishes to thank all Parties involved in the construction works namely the Owner of
the reservoir, the “Great Man-Made River Utilization Authority” and their Consultant “Brown and
Root North Africa” as well as the local Main Contractor “General Company for Building and
Construction” and their Consultant “LTCC” from Benghazi.
Author’s Address and Affiliation
Schmid, Reinhard, Dr.-Ing.
Strabag International GmbH
50679 Köln
Germany
Reinhard.Schmid@Strabag.com
415
Instandsetzung der Talsperre Muldenberg mit 42 m langen
DYWIDAG Dauerankern aus 21 Litzen
Rehabilitation of the Muldenberg dam with 42 m long permanent
DYWIDAG-anchors with 21 strands
Frank Schmidt, Florian Stützel
Abstract
The Muldenberg dam is located in the upper Vogtland in Saxony, Germany, and has been built
between 1920 and 1925 as a gravity masonry dam. Still today it is used for drinking water
supply, as reservoir of the river “Zwickauer Mulde” and for flood protection.
After 75 years of service there was remarkable damage of the masonry wall. Further, calculations showed that the safety against the load cases temperature-strain, ice-pressure and
earthquakes was insufficient.
To guarantee the stability of the dam even for these load cases, it was necessary to install 42 m
long rock anchors with a service load of 2500 kN.
Zusammenfassung
Die Talsperre Muldenberg liegt im oberen Vogtland in Sachsen und wurde in den Jahren 1920
bis 1925 als Schwergewichtstaumauer in Bruchsteinmauerwerk errichtet. Noch heute dient sie
der Trinkwasserversorgung, als Niedrigwassererhöhung der Zwickauer Mulde sowie als Hochwasserschutz.
Um die Standsicherheit zu gewährleisten, war es erforderlich 42 m lange Dauerfelsanker mit
einer Gebrauchslast von 2.500 kN im Bereich der Hochwasserentlastung zu versetzen.
1
Die Talsperre Muldenberg
Die Talsperre Muldenberg liegt im oberen Vogtland in Sachsen und wurde in den Jahren 1920
bis 1925 als Schwergewichtstaumauer in Bruchsteinmauerwerk errichtet. Noch heute dient sie
der Trinkwasserversorgung, als Niedrigwassererhöhung der Zwickauer Mulde sowie als
Hochwasserschutz.
Neben umfangreichen Schäden am Mauerwerk nach über 75-jährigem Betrieb, ergaben
Berechnungen eine unzureichende Standsicherheit bei den Lastfällen Temperaturbeanspruchung, Eisdruck und Erdbeben.
Um diese Standsicherheit zu gewährleisten, war es letztendlich erforderlich 42 m lange
Dauerfelsanker mit einer Gebrauchslast von je 2500 kN im Bereich der Hochwasserentlastung
zu versetzen.
Zur Sanierung beziehungsweise zur Gewährleitung der Standsicherheit von Dämmen gibt es,
wie z.B. in [1] beschrieben, verschiedene Möglichkeiten, z.B. Erhöhung des Eigengewichtes
416
durch Ergänzen einer massiven Vorsatzschale (auf der Damminnen- und/oder -außenseite) und
Aufbringen einer Auflast durch eine massive Stahlbetonkonstruktion auf die Dammkrone.
Im Falle der Sanierung der Talsperre Muldenberg sah das Sanierungskonzept vor, eine Stahlbetonvorsatzschale lediglich auf der Wasserseite des Dammes anzubringen, um die historische
Bruchsteinoptik von der Luftseite zu erhalten. Zusätzlich wurde der Damm in der Mitte, im
Bereich seiner größten Höhe und der Überläufe, mit 19 Dauerfelsankern mit je 21 Litzen und
einer Gebrauchslast von je 2500 kN in den darunter liegenden Fels gespannt (Bild 1).
2
Sanierungskonzept
Bild 1: Darstellung des Sanierungskonzeptes
3
Herstellung der Bohrlöcher für den Ankereinbau
Bis zum Einsetzen der Daueranker waren folgende Arbeitsschritte durchzuführen:
3.1
Abteufen der Pilotbohrung Durchmesser 146 mm
Die Präzisionsbohrungen wurden im Winkel bis ca. 2° von der Lotrechten mit durchgehendem
Kerngewinn abgeteuft. Die maximale zulässige Abweichung betrug 1 %. Hinzu kam, dass sich
in ca. 15 m Tiefe ab dem Bohrplanum ein bestehender Kontrollgang befindet, an dem die
Bohrungen in einem Abstand von nur 30 bis 40 cm vorbeiführen mussten. Dieser hohen
Genauigkeitsanforderung konnte nur mit einem entsprechenden Führungsstandrohr und
Stabilisatoren im Bohrstrang entsprochen werden.
Die Bohrkerne ergaben im Mauerwerk ein Brauchsteinmauerwerks aus Grauwackenquarzit
verlegt in Zementmörtel, und im Untergrund einen tonschieferartigen Phyllit und Quarzit.
417
3.2
Vergütung des Untergrundes und des Mauerwerks mit Zementsuspension
Während der felsige Untergrund mit Einpressdrücken bis 10 bar verpresst wurde, erfolgte die
Verfüllung des Bruchsteinmauerwerk drucklos. Dabei kamen Einfachpacker in festgelegten
Einpressabschnittslängen (Packerstufen) zum Einsatz.
3.3
Aufbohren der Pilotbohrung und Vermessung
Nach dem Erhärten der Suspension wurden die Pilotbohrungen 146 mm mit einem
Flügelmeißel wieder aufgebohrt und die Bohrlochneigungen mit Inklinometer bestimmt. Die
Abweichungen betrugen weniger als 1 % (20-30 cm im Bohrlochtiefsten von ca. 45 m).
3.4
Aufweiten der Pilotbohrung und Überprüfung mit W/D-Versuchen
Es folgte das Aufweiten der Pilotbohrungen auf Durchmesser 245 mm mit dem
Imlochhammerverfahren. Anschließend wurden Wasserabpressversuche (sog. W/D-Versuche)
in 3 m-Abschnitten mit Doppelpacker im Verankerungs- sowie im Mauerbereich durchgeführt.
Bei Durchlässigkeiten von mehr als 1 Lugeon (d. h. Wassermenge in Litern pro Minute und
Meter bei 10 bar Druck) waren die Schritte Vergüten, Aufbohren und neuerlicher W/D-Versuch
zu wiederholen.
Da die Wasserverluste dabei bis zum Zwanzigfachen betrugen, mussten fast alle Bohrungen
nochmals vergütet werden.
Die Bohrarbeiten waren somit abgeschlossen.
4
Die Ankerfertigung und der Ankereinbau
Nach dem Abschluss der Bohrarbeiten konnte mit dem Einbau der insgesamt 19
außergewöhnlich großen und langen Litzenanker begonnen werden.
4.1
Erste Überlegungen zur Ankerfertigung
Da Anker dieser Größe praktisch nicht zu transportieren sind, war ursprünglich geplant, die mit
Mikrowachs korrosionsgeschützten Einzellitzen im DSI-Werk Elsbethen (bei Salzburg)
vorzufertigen, auf die Baustelle zu transportieren, und die Endfertigung der Anker in einer
geeignete Montagehalle (45 x 5 m) auf der Baustelle durchzuführen.
4.2
Erstellung einer Alternative zur Ankerfertigung
Um jedoch den Anteil der Werkstattfertigung so groß wie möglich und dadurch den Anteil der
Baustellenfertigung sehr gering zu halten, sowie die Verwendung von Standardteilen zu
ermöglichen, wurde folgendes Konzept entwickelt und letztendlich auch umgesetzt:
Fertigung von kompletten 7-litzigen Standard-Dauerankern inkl. Primärinjektion der Haftstrecke
unter Werkstattbedingungen im Werk Elsbethen, Österreich
Transport der 7-litzigen Anker auf die Baustelle mit entsprechender Lagerung an einem dafür
vorgesehenen Platz
418
Montage von 3 Stück 7-litzigen Einzelankern zu einem 21-litzigen Daueranker mit Anbringen
der Kopfanschlussschablone und eines temporären Knickschutzes am Übergang Haft/Freispielstrecke (Bild 2)
Werkstattfertigung aller Ankerkopfkomponenten für die Aufnahme von 3 x 7 = 21 Litzen
Bild 2:
4.3
Die drei 7-litzigen Anker nach
dem Zusammenbau zu einem
21-Litzen-Anker
Bild 3: Einbau der 42 m langen Anker mit
einem Autokran
Einbau der Anker
Ein wichtiger Schritt war, die Anker vom Baustellenlagerplatz direkt über die Sperrenkrone in
das Bohrloch einzuheben. Das konnte nur ein Mobilkran mit entsprechender Ausladung
bewerkstelligen. Zur Installation der ersten 3 Anker kam ein 200-Tonnen-Autokran zum Einsatz
(Bild 3). An diesen Bauwerksankern wurde die Eignungsprüfung nach DIN 4125 erfolgreich
durchgeführt. Für den Einbau der restlichen 16 Anker konnte ein 400-Tonnen-Autokran mit
einer Hakenhöhe von 120 m eingesetzt werden, der aufgrund seiner großen Ausladung nicht
versetzt werden musste. Dadurch ersparte man sich das aufwändige Antransportieren der
Anker auf die Sperrenkrone mit eventueller Zwischenlagerung und das Ablassen der Anker
über eine Umlenkkonstruktion mittels Kran und Winde.
Auf diese Weise wurden alle Anker in die teilweise mit Wasser gefüllten Bohrlöcher eingebracht,
im Kopfbereich abgefangen und im Bohrloch hängend von unten nach oben injiziert. Dabei
konnte auf die „Inneninjektion“ in der Haftstrecke verzichtet werden, da diese bereits werkseits
erfolgt war.
419
4.4
Montage der Ankerköpfe
Nach entsprechender Teilerhärtung der Zementsuspension wurden die Ankerkopfkomponenten,
in denen die drei 7-litzigen Anker zu einem Großanker zusammengeführt werden, montiert und
die restlichen Hohlräume verfüllt. Besonderer Wert wurde darauf gelegt, dass der Austritt der
Einzellitzen aus ihrem jeweiligen Hüllrohr mit Mikrowachsverfüllung beim Übergang zur
Keilverankerung in einer geschlossenen, abgedichteten Kammer stattfindet, welche ihrerseits
mit Mikrowachs gefüllt ist. Damit gibt es keine Berührungsflächen zwischen Korrosionsschutzmasse und Zementsuspension.
4.5
Spannarbeiten
Die Eignungs- bzw. Abnahmeprüfung der Anker erfolgte nach einer 28-tägigen Aushärtezeit des
Verpressgutes. Dabei kam eine Spannpresse Typ DYWIDAG HOZ 4000 mit Spannstuhl zum
Einsatz. Die maximale Prüflast der Anker entsprach mit 3750 kN der 1,5-fachen Gebrauchslast.
Die Messung der Litzendehnung erfolgte mit einer Präzisions-Messuhr mit fortlaufender
Anzeige. Dadurch entfiel bei der gegebenen Litzendehnlänge von ca. 200 mm das Umsetzen
von herkömmlichen Stangenmessuhren.
Begleitet und überwacht wurden die Spannarbeiten vom Lehrstuhl für Bodenmechanik und
Grundbau/Geotechnik an der BTU Cottbus (Prof. Wichter).
Die Anker wurden zunächst auf 70 % der Gebrauchslast (1750 kN) festgelegt. Im Jahr 2007,
nach Abschluss aller restlichen Sanierungsmaßnahmen, erfolgt ein Nachspannen der Anker mit
endgültiger Festlegung auf die Gebrauchslast von 2500 kN.
Literatur
[1]
Wasser- und Schifffahrtsdirektion Mitte: Instandsetzung der Ederstaumauer (1994)
Dipl.-Ing. (FH) Frank Schmidt
DYWIDAG-Systems International GmbH
Siemensstraße 8
85716 Unterschleißheim
frank.schmidt@dywidag-systems.com
Dipl.-Ing. Florian Stützel
DYWIDAG-Systems International GmbH
Siemensstraße 8
85716 Unterschleißheim
florian.stuetzel@dywidag-systems.com
420
Ergebnisse einer Machbarkeitsstudie für den Weiterbau der
WKA Rogun in Tadschikistan
Results of a Feasibility Study for Construction Completion of Rogun HEP in
Tajikistan
Roland Schmidt
Abstract
The article outlines the results of the bankable feasibility study for the construction completion of
the outstanding Rogun scheme in Tajikistan. The study was ordered by Russian Aluminium
(RUSAL) and prepared during 2005 and 2006 by German consultant Lahmeyer International.
Special challenges for the project’s design constitute the prevailing geological setting, in
combination with high seismicity and the presence of active faults partly filled with salt, and also
the energy dissipation from floods spilled into the tailwater at some 300 m head. Another
relevant task was the determination of the scope of existing construction works, which will be
used in the construction completion project.
Zusammenfassung
Der Entwurf dieses außergewöhnlichen Projektes stellt den Planer vor zwei besondere
Herausforderungen, zum einen die Kombination aus schwierigen geologischen Verhältnissen,
hoher Seismizität und den die Dammstelle kreuzenden aktiven Verwerfungen, zum anderen die
Energieumwandlung bei der Hochwasserableitung aus ca. 300 m Höhe. Die Machbarkeitsstudie
wurde von Lahmeyer International 2005 und 2006 im Auftrag von Russian Aluminium (RUSAL)
erstellt.
1
Projekthintergrund
1.1
Geographie
Rogun liegt in der Republik Tadschikistan, etwa 110 km östlich der Hauptstadt Duschanbe, am
Flusse Vakhsh, 340 km oberstrom des Zusammenflusses mit dem Grenzfluss zu Afghanistan,
Pyanj, der ab dort Amu-Darya heißt. Die Sperrstelle Rogun liegt am Kopf einer Kaskade von
derzeit fünf existierenden Wasserkraftanlagen am Vakhsh, ungefähr 70 km oberhalb der WKA
Nurek mit ihrem 300 m hohen und damit welthöchsten Staudamm; der Nurek-Stausee wurde
bereits Anfang der 1970er Jahre eingestaut.
Tadschikistan ist ein Hochgebirgsland mit ausgedehnten glazialen Flusssystemen und besitzt
fast 4% der weltweiten Wasserkraft-Ressourcen; es liegt damit an achter Stelle bzw. sogar an
erster Stelle auf Pro-Kopf Basis. Mehr als 95% der elektrischen Energie Tadschikistans wird
durch Wasserkraftanlagen erzeugt, hauptsächlich durch die der Vakhsh-Kaskade, insbesondere
der WKA Nurek (10.5 TWh/Jahr).
421
Das Einzugsgebiet des Vakhsh umfasst 39.000 km² und ist das höchstgelegene Flusssystem
Zentralasiens; es liegt inmitten des Pamir-Altai-Gebirges. Etwa 30% der Fläche des
Einzugsgebiet liegen höher als 4000 m ü. NN und sind von Schneefeldern und Gletschern
bedeckt. Aufgrund seines Gebirgsregimes transportiert der Vakhsh eine hohe Sedimentfracht,
insbesondere in seinem oberen Abschnitt, wo Rogun liegt. Der mittlere Jahresabfluss des
Vakhsh bei Rogun liegt bei ungefähr 20 km³, was einem mittleren Abfluss von 635 m³/s
entspricht.
An der Dammstelle Rogun (Bild 1), fließt der Vakhsh durch ein enges V-Tal mit ca. 50° steilen
und 400 bis 500 m hohen Tal-Flanken. Die Sperrstelle ist geprägt durch schwierige tektonische
und geologische Verhältnisse. Tektonische Störungen, z.T. salzführend und mit Verschiebungen von 1-2 mm pro Jahr, kreuzen die Dammstelle. Für den Dammentwurf wurden
ungewöhnlich hohe Erdbebenbeschleunigungen von 0.56 g (in horizontaler Richtung)
berücksichtigt. Der anstehende Fels besteht aus Wechsellagerungen von standfestem Sandstein und schwächerem Ton- und Schluffstein.
Bild 1:
1.2
Blick in das enge V-Tal des Vakhsh an der Dammstelle der WKA Rogun [3]
Geschichte
Gemäß ursprünglicher Planung sollte Rogun vorrangig der Abfluss-Regulierung von Vakhsh
und Amu-Darya dienen, um die Bewässerung riesiger Baumwollfelder in Usbekistan zu
ermöglichen. Gemäß dem Entwurf aus dem Jahre 1978 sollte die WKA Rogun mit 335 m
Dammhöhe Nurek um gut 10% übertreffen und damit die höchste Talsperre der Welt werden.
Neben dem Steinschüttdamm mit Kerndichtung umfasst der Entwurf von 1978 ein
422
Kavernenkrafthaus mit sechs Francis-Turbinen (6 x 600 MW) sowie die zugehörigen
Hochwasserentlastungs- und Betriebsanlagen. Das entsprechende Reservoir-Volumen betrug
ca. 13,3 km³, bei rund 8,6 km³ nutzbarem Speicherinhalt, womit der Rogun-Stausee als
Jahresspeicher betrieben werden konnte.
Mit den Erschließungsarbeiten der Dammstelle wurde bereits 1976 begonnen; die eigentlichen
Bauarbeiten wurden 1982 aufgenommen. Bis 1990, als der Zusammenbruch der Sowjetunion
zum Erlahmen der Bautätigkeiten führte, war ein bedeutender Teil der Untertage-Bauten
fertiggestellt (Bild 2). 1993 wurden die Bauarbeiten vollständig eingestellt, nachdem während
eines Hochwassers beide Kofferdämme überflutet und zerstört wurden.
Bild 2:
1.3
Vorhandene Untertage-Bauten der WKA Rogun [4]
Planungen für den Weiterbau
Seither gibt es unterschiedliche Ansätze für den Weiterbau dieses außergewöhnlichen
Projektes. Anfang 2005 wurde Lahmeyer International GmbH (LI) mit der Durchführung einer
Machbarkeitsstudie für Stufe 1 des Weiterbaus der WKA Rogun beauftragt. Auftraggeber ist der
russische Konzern RUSAL, seit dem jüngst erfolgten Zusammenschluss mit SUAL der
weltgrößte Aluminium-Produzent. Die Planungen RUSALs sahen vor, dass bestehende und
neue Aluminiumfabriken in Tadschikistan mit Elektrizität aus der WKA Rogun versorgt werden.
Um das anfängliche Investitionsvolumen niedrig zu halten, wurde von einer Projektdurchführung
in mindestens zwei Stufen ausgegangen. Die Parameter für den stufenweisen Ausbau sind aus
Tabelle 1 ersichtlich.
423
Tabelle 1: Die Parameter für den stufenweisen Ausbau der WKA Rogun [2]
Die Machbarkeitsstudie wurde von LI Ende 2006 fertiggestellt und beinhaltet die Beurteilung
verschiedener Projektkonzepte sowie die Ausarbeitung des ausgewählten Weiterbaukonzeptes,
unter Berücksichtigung der Endausbauhöhe des Dammes. Zudem wurde untersucht, in
welchem Umfang die vorhandenen Bauwerke in den Entwurf integriert werden können.
2
Grundzüge des ausgewählten Weiterbaukonzeptes
2.1
Hauptkomponenten
Das zur Ausführung empfohlene Weiterbaukonzept (Bild 3) basiert auf der Nutzung der
vorhandenen Umleitungsstollen sowie MaschinenOriginalentwurf von 1978 in weiten Teilen recht ähnlich.
Bild 3:
und
Trafokavernen
und
ist
Weiterbaukonzept der WKA Rogun: Steinschüttdamm (beige), Triebwasserwege
(grün), Hochwasserentlastung (blau), Achsen der Umleitungsstollen (orange) [2]
dem
424
Im folgenden werden die Hauptkomponenten in ihren Grundzügen vorgestellt:
Steinschüttdamm mit Innendichtung
Eine große Herausforderung beim Entwurf der WKA Rogun stellt der ca. 300 m hohe Staudamm dar. Aufgrund der vorhandenen tektonischen Störungen, mit jährlichen Verschiebungen
von 1-2 mm, und der hohen Seismizität wurde ein Steinschüttdamm mit zentralem Lehmkern
gewählt, wie schon für Nurek mit seinen etwas weniger problematischen aber ansonsten
ähnlichen Verhältnissen.
Maschinen- und Trafokaverne
Diese wurden in den 1980ern bereits zu guten Teilen ausgebrochen (175 000 m³ bzw. 57 000
m³). Die gewählte Anordnung auf der linken Fluss-Seite ergibt die kürzesten Triebwasserwege
und vermeidet die Notwendigkeit von Wasserschlössern. Die Länge der Maschinenkaverne
beträgt ca. 200 m. In dem LI-Entwurf wird auf die Nutzung der westseitigen 50 m verzichtet, da
hier Tonsteinlagen anstehen, deren Kriechverformungen auch nach 20 Jahren noch nicht
abgeklungen sind. Die verbleibende Länge ist ausreichend für den Einbau von vier Turbinensätzen von je 600 MW. Zudem konnte durch den überarbeiteten Entwurf die Kavernenhöhe von
ca. 55 m auf rund 45 m reduziert werden.
Flussumleitung
Die zwei vorhandenen, je fast 1,5 km langen Umleitungsstollen (je ca. 1 800 m³/s bei HQ50)
kreuzen das Vakhsh-Bett ca. 300 m unterstrom der Dammachse. Das Kreuzungsbauwerk aus
Stahlbeton ist in offener Bauweise noch zu erstellen. Die auf beiden Fluss-Seiten vorhandenen
Tunnel sind an den Kreuzungsstellen mit den tektonischen Störungen durch Felsstürze blockiert
und müssen komplett saniert werden.
Gemäß dem Entwurf von 1978 dienten die Umleitungsstollen gleichzeitig als TurbinenauslassTunnel mit Freispiegelabfluss, weshalb hinter den Absperrorganen eine ungünstig steile Rampe
angeordnet wurde. Dadurch traten Fließwechsel auf, verbunden mit hohen Erosionsraten. Der
LI-Entwurf sieht die maximal mögliche Abflachung dieser Rampe vor, wodurch diese
Fließwechsel vermieden werden.
Hochwasserentlastung/Mittelauslass
Die zweite zentrale Herausforderung beim Entwurf der WKA Rogun ist die Energieumwandlung
bei der Hochwasserabfuhr von 7 500 m³/s aus ca. 300 m Höhe. Noch während des Baus wurde
die ursprüngliche Planung (Tunnel und anschließender offener Schuss-Rinne) verworfen und
sowjetische Institute mit Untersuchungen an Fallschächten und Wirbeltunneln beauftragt. Eine
solche Lösung wurde in vergleichbarer Dimension erstmals für das WKA Tehri, Indien,
verwirklicht. Seit der 2006 erfolgten Inbetriebnahme wird jedoch eher zurückhaltend hierüber
berichtet.
Daher greift der LI-Entwurf auf eine Kombination konventioneller Entwurfselemente zurück,
bestehend aus einer offenen Schussrinne und zwei Hochwasserentlastungstunneln (50% plus
2 x 25% der Probable Maximum Flood), jeweils mit abschließendem Skisprung. Die
425
Energieumwandlung erfolgt zum größten Teil in einem riesigen Kolk-Becken im unterstrom der
Turbinenausläufe.
2.2
Umwelt- und Sozialverträglichkeit
Durch den Stausee der WKA Rogun (Stufe 1) gehen ca. 600 ha Kulturland verloren, wovon ein
Drittel Ackerland und zwei Drittel Weideland sind. Zehn Siedlungen werden überflutet, wodurch
1 300 Familien umgesiedelt werden müssen. Zudem muss die auf der rechten Talseite
verlaufende Straße über 110 km Länge in höhere Lagen verlegt werden (Kosten ca. 250 Mio.
US-Dollar).
Einen weiteren wichtigen Aspekt stellen die potenziellen Auswirkungen von Einstau und Betrieb
der WKA Rogun auf die Unterlieger-Staaten Usbekistan, Turkmenistan and Afghanistan dar. Da
hier die Sommerhochwasser für Bewässerung genutzt werden, sind diese Staaten nach
internationalem Recht von der Tadschikischen Regierung zu konsultieren, bevor das
Flussregime des Vakhsh durch den Bau von Rogun verändert wird.
2.3
Wirtschaftlichkeit
Für Stufe 1 des ausgewählten Projektkonzepts mit Steinschüttdamm und den in Abschnitt 2.1
beschriebenen Hauptkomponenten wurden Investitionskosten, inklusive 15 % für
Unvorhergesehenes, in Höhe von 1,94 Mrd. US-Dollar bestimmt (Preisbasis: 2005). Etwa 68%
hiervon entfallen auf die baulichen Anlagen, 17% auf die elektromechanische Ausrüstung sowie
11% auf Maßnahmen zur Umwelt- und Sozialverträglichkeit. Die Kosten für den Ausbau von
Stufe 1 auf Stufe 2, wodurch sich die Energieausbeute nahezu verdoppelt, betragen hingegen
nur eine halbe Milliarde US-Dollar bzw. etwa ein Viertel der Investitionskosten für Stufe 1.
Die diskontierten Stromgestehungskosten für Stufe 1 liegen bei 3,9 US-Cent pro Kilowattstunde
(Diskontsatz 8.5%) und reduzieren sich bei Hinzunahme von Stufe 2 auf 2,5 US-Cent pro kWh.
Entsprechend erhöht sich der interne Zinssatz von 11 % (Stufe 1) auf 16 % (Stufen 1 und 2).
Sofern der steigende regionale Energiebedarf eine Jahresproduktion von zusätzlich 10 bis 12
TWh durch Rogun rechtfertigt, sollte der Weiterbau der WKA Rogun ohne Frage mindestens bis
Ausbaustufe 2 erfolgen.
3
Weiteres Vorgehen
Höchste Priorität für den Weiterbau der WKA Rogun hat, dass sich die Tadschikische
Regierung mit dem Investor und den finanzierenden Banken auf die Endausbauhöhe des
Dammes einigt, und zwar unter Beteiligung der Regierungen der Unterlieger-Staaten. Da der
Weiterbau der WKA Rogun sich positiv auf die wirtschaftliche Entwicklung Tadschikistans
auswirkt und durch den Rogun-Damm zudem die fortschreitende Verlandung des NurekStausees aufgehalten wird, sollte diese Einigung baldmöglichst erreicht werden.
In Anbetracht der Einzigartigkeit der Projektmöglichkeit der WKA Rogun sowie dem bei
größeren Dammhöhen als den als Optimum identifizierten 285 m nur langsam abnehmenden
internen Zinssatz, wäre es verständlich, wenn Banken und Investor auch einer etwas höheren
als der optimalen Dammhöhe zustimmen würden. Nach Festlegung der Endausbauhöhe des
Dammes sind die von LI erstellte Machbarkeitsstudie für Stufe 1 sowie die zugehörige Umweltund Sozialverträglichkeitsstudie entsprechend zu überarbeiten und zu erweitern.
426
Literatur
[1]
Schmidt, R.; Zambaga-Schulz, S.; Seibitz, M.: Bankable Feasibility Study for Rogun HEP
Stage 1 Construction Completion in Tajikistan. In: Dams and Reservoirs, Societies and
Environment in the 21st Century, ICOLD-SPANCOLD (2006), Vol.1, S. 405-413.
[2]
Rogun Hydroelectric Plant (HEP) in the Republic of Tadjikistan, Bankable Feasibility
Study for Stage 1 Construction Completion. Bad Vilbel: Lahmeyer International, 2006.
[3]
Rogun Hydroelectric Plant (HEP) in the Republic of Tadjikistan, Justification of Optimal
Parameters of Rogun HEP on Exemplary Basis for Clay Core Earthfill Dam. Bad Vilbel:
Lahmeyer International, 2006.
[4]
Rogun Hydroelectric Plant (HEP) in the Republic of Tadjikistan, Detailed Evaluation of
Existing Construction & Equipment. Bad Vilbel: Lahmeyer International, 2006.
[5]
Kramer, K.; Schmidt, R.; Seibitz, M.: Hochwasserentlastungskonzept für die
Wasserkraftanlage Rogun in Tadschikistan. In: Schriftenreihe zur Wasserwirtschaft,
Technische Universität Graz, Heft 46 (2006), S. 333-348.
Dr.-Ing. Roland Schmidt
Lahmeyer International GmbH
Friedberger Straße 173
61118 Bad Vilbel
Roland.Schmidt@lahmeyer.de
427
Untersuchungen der Funktionsfähigkeit des Grundablasses
für den Kárahnjúkar Damm in Island mit einem hydraulischen
Modell
Hydraulic model tests of the performance of the Kárahnjúkar bottom outlet
in Iceland
Josef Schneider, Dominik Mayr, Günther Heigerth, Roman Klasinc
Abstract
For determining the performance of all the components of the bottom outlet of the Kárahnjúkar
dam in Iceland the Hermann – Grengg – Laboratory of the Graz University of Technology was
contracted to perform a physical model test. The section of the gate chamber, the free-flowing
chute, the flip-bucket and a part of the downstream canyon where the scour hole is located
were modelled in the scale of 1:15.
Zusammenfassung
Um die Funktionsfähigkeit des Grundablasses für den Kárahnjukar Damm in Island
gewährleisten zu können, wurden im Hermann - Grengg - Wasserbaulaboratorium der TU Graz
hydraulische Modellversuche durchgeführt. Es wurde der Bereich der Schieberkammer, der
Freispiegelstollen bis hin zu einer Sprungschanze am Ende des Stollens, die Sprungschanze
und ein Teil des Canyons, der den Auftreffbereich des Abwurfstrahles begrenzte, im Maßstab
1:15 nachgebildet.
1
Einleitung
Für den Neubau einer Aluminiumschmelze im Osten Islands werden zusätzliche
Stromkapazitäten benötigt, die durch das Wasserkraftwerk Kárahnjúkar abgedeckt werden
sollen. Projektsbetreiber und Eigentümer der Kraftwerksanlage ist die nationale isländische
Elektrizitätsgesellschaft Landsvirkjun. Das Projekt wurde in einem Joint Venture mit
Montgomery Watson Harza, Palmi Johannesson entwickelt, die auch für das Design des
Grundablasses verantwortlich zeichnen. Im Jahr 2007 ist die Fertigstellung des Kraftwerkes
geplant.
Die Zuflüsse der Anlage Kárahnjúkar sind die Flüsse Jökulsá á Dal und Jökulsá í Fljósdal, die
dem Gletscher Vatnajökull entspringen. Dabei entstehen mehrere Speicher wobei der in diesem
Modellversuch detaillierter betrachtete Kárahnjúkar Damm den Speicher Hálslón bildet. Das
Volumen des Speichers beträgt rund 2,1 Mia. m³ und der mittlere Zufluss in den Speicher
107m³/s. Das Stauziel liegt bei 625 m.ü. Meeresspiegel (NN) und das Absenkziel bei 550 m.ü.
NN. Das dem Hálslón Speicher entnommene Wasser wird gemeinsam mit dem Wasser des
Ufsarlón - Speichers nord-ostwärts zur Teigsbjarg - Steilstufe und zum dortigen Kraftwerk
geleitet. Das Kraftwerk ist mit 6 Francis - Turbinen bestückt und besitzt eine Kapazität von 690
MW und ein Jahresarbeitsvermögen von 4600 GWh.
428
Der mit einer Betonoberflächendichtung errichtete Schüttdamm (concrete faced rockfill dam,
CFRD) erstreckt sich über eine Kronenlänge von 696 Meter und eine Höhe von 198 Meter. Das
Füllvolumen beträgt ca. 8,5 Mio. m³ und somit wird dieser Damm weltweit einer der größten
dieser Art und europaweit der Größte sein. Die Entlastung der Hochwasser erfolgt über einen
westlich angeordneten Hangüberfall mit einer anschließenden Schussrinne, die in eine
Sprungschanze übergeht. Zwei westlich angeordnete Umleitungsstollen dienen der Abfuhr des
anfallenden Wassers während der Bauphase, wobei der innere Stollen zum Grundablass
umgebaut wird.
2
Aufbau und Messeinrichtungen des Modellversuches
Die erwartbaren hohen Geschwindigkeiten und Durchflüsse im Grundablass des Kárahnjúkar –
Dammes veranlassten die Isländische EVU Landsvirkjun, physikalische Modellversuche
durchführen zu lassen. Dabei wurde das Hermann - Grengg - Wasserbaulaboratorium der
Technischen Universität Graz beauftragt, einen Teil des Grundablasses, beginnend bei der
Schieberkammer bis hin zu einer Sprungschanze am Ende des Grundablassstollens und einem
Teil des Canyons (Auftreffbereich des Abwurfstrahles) zu untersuchen. Das Modell wurde im
Maßstab 1:15 errichtet und folgende Punkte wurden im Rahmen dieses Modellversuches
geprüft und optimiert:
– Funktionstest aller am Grundablass beteiligten Abschnitte,
– Ermittlung der Förderfähigkeit des Grundablasses,
– Druckverteilungen im Druck- und Freispiegelbereich,
– Belüftung und Wassergeschwindigkeiten,
– Geometrie der Sprungschanze,
– Form des Abwurfstrahles und
– Erosion im Aufprallbereich des Strahles.
Die Untersuchungen sind abgeschlossen und Teile der Resultate sollen im Rahmen dieser
Publikation veröffentlicht werden.
2.1
Der Modellaufbau
Das im Maßstab 1:15 errichtete Modell setzte sich aus dem Bereich 20 Meter oberwasserseitig
der Schieberkammer, der Schieberkammer, dem ca. 350 Meter langen UnterwasserFreispiegelstollen, der Sprungschanze und einem rund 150 Meter langen Abschnitt des
Canyons im Auftreffbereich des Wasserstrahles zusammen. Die Wahl eines möglichst großen
Maßstabes erfolgte auf Grund der realistischen Nachbildung der Luftaufnahme für die
Übertragung auf die Natur. Die Bereiche der Schieberkammer und des Freispiegelstollens
wurden aus Plexiglas, die Talflanken des Canyons sowie die Talsohle aus Grobkies hergestellt.
In der Zuleitung zum Modell wurde mittels eines magnetisch induktiven Durchflussmessers die
Wassermenge bestimmt, bevor ein 8 Meter langer Strömungsberuhiger und –gleichrichter den
Übergang zum hufeiusenförmigen Oberwasserstollen des Grundablasses darstellte. Der
Übergang von der Hufeisenform zur kleineren rechteckigen Form des Schieberbereichstollens
erfolgte durch einen elliptisch ausgeformten Einlauftrichter nach [1]. Nach der elliptischen
429
Übergangsform verlaufen die Seitenwände bis zum Revisionsschütz parallel im Abstand von
2,45 Meter und sie sind nach der 19,5 cm breiten Verschlussnische des Revisionsschützes um
5 cm zurückversetzt. Die Breite beträgt demnach 2,55 Meter und wird dann wieder konisch
nach 1,05 Meter auf 2,45 Meter zurückgeführt. Diese Aufweitung hat den Zweck, dass die
Strömung etwas an der Nische vorbeigeführt, und somit eine Reduktion der Kavitationsgefahr
erreicht wird. Unterwasserseitig des Betriebsschützes springen die Seitenwände wieder auf
eine Breite von 2,55 Meter und verlaufen weitere drei Meter parallel bis zum Freispiegelstollen.
Der Rechteckstollen des Grundablasses ist so ausgebildet, dass es unterwasserseitig der
Nischenführung des Revisionsschützes einen Rücksprung in der Höhe von 2,90 Meter auf 2,95
gibt, dessen Höhe sich bis zum Betriebsschütz auf 2,75 Meter verringert. An dieser Stelle,
knapp oberwasserseitig des Betriebsschützes, befindet sich der kontrollierende Querschnitt.
Unterwasserseitig des Betriebsschützes springt die Firste wieder auf eine Höhe von 2,95 Meter
und verläuft die nächsten 3 Meter parallel zur Sohle. Die Sohle verläuft entlang des gesamten
Schieberbereiches ständig horizontal. Drei Meter unterwasserseitig des Betriebsschützes ist die
Luftzuleitung angeordnet. Ab dem Betriebsschütz herrschen Freispiegelabflussverhältnisse. Die
Breite des Unterwasserstollens beträgt 5,2 Meter. Entlang des Stollens wurden, abgesehen
vom Hauptbelüfter direkt beim Austritt in den breiten Freispiegelstollen, drei weitere Sohlbelüfter
eingebaut. Der erste Belüfter liegt im Bereich des Knickes des Stollens von 0% auf 5%, 55
Meter unterwasserseitig des Austrittes, 185 Meter unterhalb des Stollenbeginnes befindet sich
der zweite Belüfter und kurz vor der Sprungschanze schließlich der dritte Belüfter.
2.2
Die Messeinrichtungen und das Testprogramm
Es wurden in Summe an 250 Stellen, sowohl im Druck- als auch im Freispiegelbereich statische
Drücke ermittelt. An einigen markanten Stellen wurden zusätzlich dynamische
Druckerfassungen installiert. Mit Hilfe eines TSI VelociCalc® Geschwindigkeitsmessgerät, das
auf Basis eines Hitzedrahtes funktioniert, wurden die Luftmengenmessungen im Zulauf der
Luftgalerie durchgeführt. Weiteres kam eine High-Speed-Kamera zum Einsatz, um die sehr
hohen Fließgeschwindigkeiten im Freispiegelstollen bestimmen zu können.
Alle Untersuchungen wurden bei stationären Abflusszuständen durchgeführt, da die zu
erwartenden geringen Geschwindigkeiten der Hydraulikzylinder der Verschlussorgane eine
quasistationäre Betrachtungsweise rechtfertigt. Die untersuchten Lastfälle reichten vom
Absenk- bis zum Stauziel, wobei unterschiedliche Schieberöffnungen des Betriebsschützes
eingestellt wurden. Neben den einerseits klar definierten Unterwasserständen, die tiefer als der
Schanzenbodens lagen, wurde auch ein Versuch bei Einstau bis zur halben
Freispiegelstollenlänge durchgeführt, um die Funktionsfähigkeit auch bei diesem extremen
Lastfall nachweisen zu können.
3
Ergebnisse
Im Rahmen dieses Kapitels sollen einige Ergebnisse zusammengefasst dargestellt werden, die
im Rahmen der Modellversuche gewonnen werden konnten. Detailliertere Ergebnisse sind in [2]
nachzulesen.
430
3.1
Förderfähigkeit und Druckverteilungen
In Abhängigkeit unterschiedlicher Stauspiegel im Speicher und der Verschlussstellung des
Betriebsschützes wurde die Förderfähigkeit des Grundablasses ermittelt. Die maximale
Förderfähigkeit des Grundablasses beträgt bei Vollstau 341m³/s. Dieser und alle anderen
gemessenen Werte stimmten sehr gut mit den rechnerisch ermittelten Werten überein. In Bild 1
werden die Beziehungen der gemessen Durchflüsse zur Stauhöhe im Speicher in Abhängigkeit
unterschiedlicher Schieberöffnungen dargestellt.
Bild 1:
Förderfähigkeit des Grundablasses
Druckmessungen wurden sowohl im Druck- als auch im Freispiegelbereich durchgeführt. Im
Druckbereich zwischen dem Bereich knapp oberhalb der Einlauftrompete und dem
Bertriebsschütz wurden durchwegs kontinuierliche Verläufe der Drucklinie erfasst, wobei hier
nur positive Drücke gemessen wurden. Die Strömung ist ablösefrei und die maximale
Geschwindigkeit beträgt 47m/s. Unterwasserseitig des Betriebsschützes schwanken die Drücke
im Mittel um die Messstellenhöhe.
Die Ermittlung der Druckverteilungen im Freispiegelstollen war deshalb von Interesse, da durch
die hohen Fließgeschwindigkeiten bedingt durch die Kavitationsgefahr die Drücke möglichst im
positiven Bereich sein sollten. Es zeigte sich im Verlauf der Messungen, dass es bei großen
Durchflüssen an der vertikalen Stollenwand knapp unterhalb der Belüfteröffnungen zu
deutlichen Druckabfällen kommt. Dies ist darauf zurückzuführen, dass an diesen Stellen die
Belüftungsaufweitung wieder auf die normale Breite des Stollens zusammengeführt wird und
dieser vertikale Knick Unterdrücke bewirkt. Durch die allmähliche Einengung des Querschnittes
oberwasserseitig der Belüfter von 20 cm (Länge 3 Meter) auf jeder Seite trifft der Strahl etwas
unterwasserseitig des Knickes auf die vertikalen Wände und somit konnten diese Unterdrücke
eliminiert werden.
431
Die Druckmessungen entlang der Freispiegelstollensohle zeigten durchwegs positive
Messergebnisse mit der Ausnahme der Belüfternische. Da der Strahl direkt oberwasserseitig
der Sohlbelüfter durch eine angeordnete Schanze von der Sohle abhebt, herrschen
naturgemäß direkt danach Unterdrücke vor, die eine seitliche Ansaugung von Luft bewirken.
Somit konnte die Funktionsfähigkeit der Belüfter nachgewiesen werden.
Weiters konnten Druckschwankungen beobachtet werden, die auf stoßwellenartige Erscheinungen an der Luft-Wasser-Gemischoberfläche zurückzuführen sind.
Die Druckmessungen an der linken und rechten Wand der Sprungschanze (Kap. 3.4) zeigten
durchwegs positive Drücke.
3.2
Strömungsverhältnisse am Beginn des Freispiegelabflusses
Wie in Bild 2, oben, ersichtlich kam es im Modell am Beginn des Freispiegelstollens zu einem
nicht zufriedenstellenden Strömungsverhalten. Es konnte beobachtet werden, dass der Stollen
v.a. bei größeren Abflüssen zuschlägt und somit ein gesicherter Freispiegelabfluss nicht mehr
garantiert werden konnte. Dieses Strömungsverhalten bezeichnet man auf Englisch als rooster
tail.
Die Begründung für dieses Verhalten ist darin zu suchen, dass durch die plötzliche Aufweitung
der Breite von 2,55 Meter auf 5,2 Meter, verbunden mit einem 80 cm hohen Absatz, der für die
Belüftungszwecke vorgesehen ist, der Strahl abhebt und je nach Abflussmenge und
Schieberöffnung bis zu 15 Meter unterwasserseitig auf die Sohle auftrifft. Hier weitet er sich bis
zu den Seitenwänden auf und fährt teilweise die Seitenwände wieder hoch, um im schlimmsten
Fall an der Firste zusammenzuschlagen. Verschärfend wirkt zusätzlich der Gefällsknick von 0%
auf 5%.
Um dieses Zuschlagen zu verhindern, wurden folgende Modifikationen in diesem Bereich
durchgeführt:
– Erhöhung der Tunnelsohle um 40 cm (Gefälle 7 ‰),
– Erhöhung der Tunnelsohle um 75 cm (Gefälle 1,3 %),
– Einbau von 50° Abschrägungen auf die um 75 cm erhöhte Sohle,
– Einbau von kreisförmigen Leitwänden auf die um 75 cm erhöhte Sohle,
– Einbau von kreisförmigen Leitwänden auf die um 40 cm erhöhte Sohle und
– Einbau von kreisförmigen Leitwänden auf die ursprüngliche Sohle.
Als beste Variante hat sich der Einbau von kreisförmigen Leitwänden auf die ursprüngliche
Sohle herauskristallisiert. In Bild 2, unten, ist die Abflusssituation nach diesem Einbau
dargestellt, wobei hier nochmals darauf hingewiesen werden sollte, dass der Durchfluss (Druck
und Schieberöffnung) gleich war wie bei den oberen Bildern.
432
Bild 2:
3.3
Abflusssituation bei Stau im Speicher von 625 m.ü.NN und 100% Schieberöffnung
Oben: Ausbildung des rooster tails im Ausgangszustand, Unten: Abflussverhalten mit
vertikalen Leitwänden ohne Sohlerhöhung (=Ausführungsvorschlag)
Der Luftbedarf
Wie bereits erwähnt können hohe Geschwindigkeiten zu lokalen Unterdrücken und damit zu
erheblichen Kavitationsproblemen führen. Aus diesem Grunde wurden, abgesehen vom
Hauptbelüfter, drei weitere Sohlbelüfter entlang der Freispiegelsohle vorgesehen.
Die physikalische Modellierung vom Lufteintrag bedingt die Gefahr von Maßstabseffekten und
kann somit zu einer Unterschätzung des Luftbedarfes durch zu geringe im Modell gemessenen
Luftmengen führen. Es werden nämlich einerseits jene Kräfte, die den Lufteintrag in das
Wasser-Luft-Gemisch bewirken, verkleinert abgebildet, während andererseits die dem
Lufteintrag entgegenwirkende Oberflächenspannung im Modell und in der Natur gleich groß ist.
Der daraus resultierende größere Luftbedarf in der Natur ist durch eine geeignete Bemessung
zu berücksichtigen. Eine Möglichkeit den Maßstabseffekt Na, der das Verhältnis des
Luftbedarfes in der Natur EN zum aus dem Modell ermittelten Luftbedarf EM (Na =EN /EM) zu
definieren, lautet nach [3]:
logNa=0,0048*(LR-1) (1)
Die gewählte Maßstabszahl LR=15 ergibt Na = 1,17, was auf einen 15-20 % höheren Luftbedarf
in der Natur schließen lässt.
Die Luftmengenmessungen in der Zugangsgalerie am Beginn des Freispiegelstollens ergaben,
dass bei voller Schieberöffnung und Stauziel damit zu rechnen ist, dass Luftmengen über
433
350m³/s eingesaugt werden. Die Mengen reduzieren sich naturgemäß bei geringeren
Stauhöhen oder bei kleineren Schieberöffnungen. Die in Kapitel 3.2 beschriebene Änderung
des Querschnittes am Beginn des Freispiegelstollens und die damit bewirkte Unterbindung der
rooster tails reduziert deutlich die eingetragene maximale Luftmenge unter 250m³/s. Diese
Unterschiede konnten bei Schieberöffnungen von 50% und mehr beobachtet werden. Erklärbar
ist das einerseits durch das Fehlen der rooster tails, die große Mengen an Luft mit sich reißen
würden, andererseits durch die geringere seitliche Luftaufnahme des Strahles wegen der
eingebauten Leitwände.
Da neben der Luftzuleitung über die Galerie auch noch Luft durch das Tunnelportal einströmen
kann, wurde für Vergleichszwecke der Tunnelquerschnitt oberhalb der Wasseroberfläche
abgeschlossen. Somit konnte keine Luft aus dem Tunnel ausgeblasen werden bzw. in den
Tunnel einströmen. Es konnte dabei festgestellt werden, dass bei großen Wassermengen
annähernd die gleiche Luftmenge über die Galerie eingezogen wird, bei geringeren Abflüssen
und bei geschlossenem Portal jedoch weniger Luft angesaugt wird. Erklärbar ist das damit,
dass bei geringeren Abflüsse und offenem Portal mit einem Ausblasen von Luft aus dem Tunnel
zu rechnen ist.
Die Ermittlung des E-Wertes, der das Verhältnis Luftmenge zu Wassermenge definiert, zeigte,
dass sich die gemessenen Werte innerhalb der in der Literatur angegebenen Grenzen befinden.
Einschränkend muss jedoch dabei festgehalten werden, dass die im Rahmen dieses
Modellversuches ermittelten E-Werte den Lufteintrag bei den Belüftern und auch den Eintrag,
Austrag und Wiedereintrag von Luft entlang des gesamten Stollens und nicht nur den Beginn
beim Austritt in den Freispiegelstollen beschreibt.
3.4
Die Sprungschanze und der Canyon
Am Ende des Stollens wird der Strahl über eine Sprungschanze in den Canyon abgeworfen.
Die Besonderheit dieser Schanze besteht darin, dass der Strahl nach rechts abgelenkt werden
muss, um nicht die linke Talflanke des Canyons zu treffen. Der Grund dafür liegt in der
Tatsache, dass der Stollen des Grundablasses tangential zur Canyonwand mündet. Durch die
geologischen Bedingungen würde ein Auftreffen des Abwurfstrahles an die Wand die Gefahr
bergen, dass sich Teile der Wand lösen und in den Canyon stürzen könnten.
Im Modell bildete sich durch die hydraulische Belastung im Auftreffbereich des Strahles ein
deutlicher Kolk aus. Es war im Rahmen dieser Versuche nicht gefordert, eine quantitative
Ermittlung der Kolktiefe und der Abmessungen, sondern eine qualitative Abschätzung
durchzuführen. Die Ausformung des Kolkes hängt einerseits von der Schanzengeometrie und
andererseits von den geologischen Randbedingungen bzw. einer eventuellen Sicherung des
Auftreffbereiches ab.
In Bild 3 ist links die Schanze mit dem Abwurfstrahl im Ausgangszustand dargestellt. Der
Auftreffbereich des Strahles zeigt sich als günstig, da er etwa einer Ellipse in Talrichtung
entspricht. Um v.a. eventuell auftretende Druckschwankungen zu unterbinden, wurde eine
Kontraktion des Strahles in 2 Varianten untersucht. Dabei wurde als erster Schritt der Radius
der rechten Seitenwand etwas vergrößert. Es zeigte sich eine geringe Vergleichmäßigung der
Drücke sowie eine Verengung des Strahles auf der rechten Seite. Die Lage des entstandenen
Kolkes im Auftreffbereich war jedoch sehr nahe an der linken Talflanke und somit war die
434
Gefahr eines Kollapses der Talwand durch Unterspülungen deutlich gegeben. Dies führte zu
einer weiteren Variantenuntersuchung indem der Radius der linken Schanzenwand verringert
wurde. Somit konnte der Strahl weiter nach rechts abgelenkt werden. Die Druckmessungen
zeigten eine signifikante Vergleichmäßigung und der beobachtete Kolk bildete sich deutlich
weiter in Talmitte aus. Dies ist eine eindeutige Verbesserung hinsichtlich der Gefährdung des
Abrutschens des linken Böschungsfußes. In Bild 3, rechts, ist diese Variante, die auch dem
Ausführungsvorschlag entspricht, dargestellt. Die Ermittlung der Wurfweiten und Wurfhöhen
zeigten bei den einzelnen Varianten keine bemerkenswerten Unterschiede. Einzig eine
Erhöhung der Wurfhöhe konnte durch die Einschnürung bei den beiden Varianten im Vergleich
zum Ausgangszustand beobachtet werden. Die für den Abwurfstrahl des Kárahnjúkar
Grundablasses ermittelte Wurfweite beträgt somit etwas über 100 Meter und die Höhe rund 27
Meter.
Bild 3:
4
Sprungschanze bei Stau 625 m.ü.NN und voller Schieberöffnung, links
Ausgangszustand, rechts Ausführungsvorschlag
Zusammenfassung
Im Rahmen des im Maßstab 1:15 hergestellten Modellversuches für den Grundablass des
Kárahnjúkar Dammes konnten diverse Fragestellungen physikalisch überprüft und die daraus
resultierenden notwendigen Optimierungen vorzuschlagen werden. Es wurde die Förderfähigkeit des Betriebsorganes bestimmt, die bei maximalem Stau und voller Schieberöffnung 341
m³/s beträgt. Die Druckverläufe im Druckbereich oberwasserseitig der Schieber sowie im
Freispiegelbereich zeigten durchwegs zufriedenstellende Resultate. Nicht erwünschte negative
Drücke wie knapp unterhalb der Sohlbelüfter konnten durch geeignete Modifikationen der
Geometrie eliminiert werden. Die Luftaufnahme im Modell wurde bestimmt und Maßstabseffekte
mit Hilfe von Korrekturrechnungen ausgeglichen.
Das Auftreten von rooster tails wurde im Ausgangzustand beobachtet und mit Hilfe
entsprechender Umbauten im Modell konnte dieser unerwünschte Abflusszustand beseitigt
werden. Als Ausführungsvorschlag kristallisierte sich hierbei der Einbau von Leitwänden auf die
bestehende Sohle heraus.
Die Sprungschanze und der Auftreffbereich des Abwurfstrahles im Canyon wurden untersucht
und die Schanze konnte insofern optimiert werden, als sich der Kolk nun an einer möglicht
talmittigen Stelle befindet.
435
Literatur
[1]
Vischer D.L.; Hager W.A.: Dam Hydraulics, John Wiley & Sons, UK, 1998.
[2]
Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Hermann – Grengg – Laboratorium, Model
Test Bottom Outlet Kárahnjúkar, Graz, 2005.
[3]
Sakhuja V.S.; Paul T.C.; Singh S.: Air Entrainment Distortion in Free surface Flows,
Symposium on Scale Effects in Modelling Hydraulic Structures, Esslingen, Deutschland,
1984.
DI Dr. Josef Schneider, DI Dr. Dominik Mayr, Em.Univ-Prof. DI Dr. Günther Heigerth,
ao.Univ.-Prof. DI Dr. Roman Klasinc
Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität Graz
Stremayrgasse 10/II
A-8010 Graz
schneider@tugraz.at
436
Nachhaltige Bewirtschaftung des Rappbodetalsperrensystems im Ostharz
Sustainable management of the Rappbode dam system in the
Eastern Harz region
Christoph Schöpfer, Gerhard Björnsen, Maren Dietze, Joachim Schimrosczyk
Abstract
The Rappbode dam system ("Bode system") in Saxony-Anhalt can provide up to 80 million m³
of raw water per year for drinking water supplies. The dam system is also used for flood
protection, increase of low water, energy production and recreation. To secure the supply of raw
water in the necessary quantity and quality, the sustainable management of the catchment area
of the Bode system was evaluated.
Zusammenfassung
Das Rappbodetalsperrensystem („Bodesystem“) in Sachsen-Anhalt kann bis zu 80 Mio. m³/a
Rohwasser für die Trinkwasserversorgung zur Verfügung stellen. Außerdem wird das Speichersystem für Hochwasserschutz, Niedrigwasseranreicherung, Energieerzeugung und Freizeitnutzung genutzt. Zur Sicherstellung der Rohwasserbereitstellung in der erforderlichen Menge
und Qualität wurde die Nachhaltigkeit der Bewirtschaftung des Einzugsgebietes beurteilt.
1
Aufgabenstellung
Das Bodesystem besteht aus der Rappbodetalsperre, der Überleitungssperre, dem Hochwasserschutzbecken Kalte Bode, der Vorsperre Hassel, der Vorsperre Rappbode und der Talsperre
Wendefurth und wird vom Talsperrenbetrieb Sachsen-Anhalt bewirtschaftet (Bild 1). Die
einzelnen Talsperren wurden in den Jahren 1956 bis 1964 fertig gestellt und dienen der
Rohwasserbereitstellung für die Trinkwasserversorgung, dem Hochwasserschutz, der Niedrigwasseraufhöhung, der Energieerzeugung und der Freizeitnutzung [5].
Zur Sicherstellung der Rohwasserbereitstellung in der erforderlichen Menge und Qualität wurde
die derzeitige Bewirtschaftung des Einzugsgebietes des Bodesystems hinsichtlich ihrer
Nachhaltigkeit bewertet. Anschließend wurden Maßnahmen zur Verbesserung der Situation mit
Orientierung an den Vorgaben der EG-Wasserrahmenrichtlinie (WRRL) entwickelt.
437
Bild 1:
2
2.1
Übersichtsplan Bodesystem
Rohwassermenge
Wasserdargebot
Aufgrund der höheren Niederschläge der letzten Jahrzehnte lagen die Talsperrenzuflüsse zum
Bodesystem deutlich höher als in den vorhergehenden Jahren. So ergab eine Trendanalyse der
täglichen Niederschlagsdaten an der Station Brocken einen Anstieg im Zeitraum 1951-2003 von
nahezu +50 %. Die Prognosen für das Elbeeinzugsgebiet gehen davon aus, dass sich dieser
Trend zu höheren Niederschlägen in den nächsten Jahren fortsetzt. Damit würde das
quantitative Wasserdargebot höher ausfallen; andererseits sind ebenso häufigere und
extremere Hochwasserereignisse zu erwarten.
2.2
Rohwasserentnahme und Speicherinhalt
Die Vorhaltung der vertraglich vereinbarten Rohwassermenge von 80 Mio. m³/a war in der
bisherigen Betriebszeit stets gewährleistet. In den letzten zehn Jahren wurden im Mittel ca. 42
Mio. m³/a Rohwasser an die Fernwasserversorgung Elbaue-Ostharz GmbH abgegeben. Damit
deckt die Rappbodetalsperre derzeit 1/3 des Trinkwasserbedarfs in Sachsen-Anhalt und hat
eine große Bedeutung für die Menschen in der Region. Es ist allerdings in Zukunft nicht mehr
zu erwarten, dass ein wesentlicher Anstieg der Rohwasserentnahme erfolgt. Folglich besteht
hier nach Auslaufen der vertraglichen Bindungen möglicherweise ein Bewirtschaftungsspielraum.
2.3
Hochwasserschutz
Der Westharz ist eines der regenreichsten Gebiete Mitteleuropas. So kam es im Bodegebiet in
unterschiedlichen Zeitintervallen immer wieder zu verheerenden Hochwasserereignissen. Der
438
vorhandene Hochwasserrückhalteraum des Bodesystems von ca. 24 Mio. m³ führte bei dem
Extremhochwasser 1994 zu einer deutlichen Reduzierung des Scheitels unterhalb des
Bodesystems. Eine Nutzen-Kosten-Betrachtung sollte überprüfen, ob eine Vergrößerung des
Hochwasserrückhalteraumes an der Rappbodetalsperre sinnvoll ist.
2.4
Mindestwasserabfluss
Im Abschnitt der Bode zwischen Überleitungssperre und Talsperre Wendefurth wird die
Dynamik seit Inbetriebnahme des Bodesystems vor allem in Niedrigwasserzeiten deutlich
beeinflusst. Die Konsequenzen einer Dynamisierung der Abgabe aus der Überleitungssperre
soll zukünftig vor dem Hintergrund der WRRL vertieft betrachtet werden. Die Abflussdynamik
der Bode im Unterwasser der Talsperre Wendefurth wird durch das Bodesystem nur gering
verändert. Allerdings wirkt sich hier die Energieerzeugung auf die Temperatur aus.
2.5
Energieerzeugung
Die beiden Wasserkraftwerke an der Rappbodetalsperre erzeugen jährlich ca. 15 Mio. kWh
Energie, womit das Wasserkraftpotenzial weitgehend ausgenutzt ist. Dies entspricht ca. 11 000
t CO2 bei einer Energieerzeugung mit Heizkraftwerken.
3
Rohwassergüte
Orientiert am „Zwiebelschalenmodell“ (Bild 2) wurde die Rohwassergüte für das Einzugsgebiet
des Bodesystems, das Gewässersystem und die Talsperren bewertet.
Bild 2:
3.1
Zwiebelschalenmodell
Einzugsgebiet
Das Einzugsgebiet des Bodesystems wurde auf Basis des Digitalen Geländemodells generiert
und hat eine Größe von ca. 274 km². Die Grenzen der Schutzzone III des bestehenden
Wasserschutzgebietes decken sich jedoch nicht mit den Einzugsgebietsgrenzen. Zum Teil
haben diese Abweichungen historische Gründe, zum anderen liegt eine verbesserte Datenlage
vor.
Die bestehende Wasserschutzgebietsverordnung stammt aus dem Jahr 1975, so dass einige
Vorgaben auf Grund der geänderten Verwaltungsstrukturen nicht mehr umsetzbar sind. Eine
Anpassung der Abgrenzung und der Rechtsverordnung des Wasserschutzgebietes in
439
Anlehnung an das DVGW-Merkblatt W 102 [2] ist sinnvoll, um einen für die nächsten Jahrzehnte angemessenen Schutz zu erreichen.
Die Nutzung des Einzugsgebietes des Bodesystems liegt bei etwa 75 % Forst, 15 % Grünland,
5 % Acker, 3 % Siedlung und 2 % Gewässer. Während in den Einzugsgebieten von Hochwasserschutzbecken Kalte Bode, Überleitungssperre und Rappbodetalsperre der Waldanteil mit
bis zu über 90 % dominiert, werden die Einzugsgebiete von Rappbode und Hassel zu 24 %
bzw. 57 % landwirtschaftlich genutzt. Die unterschiedlichen Flächennutzungsformen im
Einzugsgebiet des Bodesystems können folgendermaßen bewertet werden:
Forstwirtschaft
Da für die zuständigen staatlichen Forstbehörden bereits eine ökologisch ausgerichtete
Forstbewirtschaftung im Vordergrund steht, die Wildbestände eher unterdurchschnittlich sind
und keine Auffälligkeiten zur Bodenversauerung vorliegen, besteht kein Konfliktpotenzial
zwischen der Hauptflächennutzung Wald und der Gewässergüte der Fließgewässer und Talsperren.
Landwirtschaft
Insgesamt wird das Konfliktpotenzial zwischen landwirtschaftlicher Nutzung und Gewässergüte
als eher gering eingeschätzt. Der Viehbestand ging in den letzten 20 Jahren etwa um die Hälfte
zurück, und die Weiden werden extensiv bewirtschaftet. Vor allem das Einzugsgebiet der
Hassel sollte jedoch auf Grund des hohen Anteils an Ackerflächen durch ein entsprechendes
Monitoring überwacht werden.
Abwasser und Regenwasser
Auch das Konfliktpotenzial zwischen der Abwasser- und Regenwasserbehandlung und der
Gewässergüte wird als eher gering eingeschätzt. Grund hierfür ist vor allem die Herausleitung
des Abwassers aus dem Bodesystem ab dem Jahr 1999. In den Einzugsgebieten von Hassel
und Rappbode sollten die noch vorhandenen geringen Belastungen aus dem Abwasserbereich
im Rahmen des Monitoring zu beobachtet werden.
3.2
Gewässersystem
Hinsichtlich der Konzentrationen der Nährstoffe und anderer ausgewerteter Parameter lässt
sich eine gute Korrelation zwischen der zeitlichen Abfolge der Ereignisse und der Nutzung der
Einzugsgebiete sowie der Belastung der Talsperrenzuläufe herstellen. Das Einzugsgebiet der
Hassel weist den geringsten Waldanteil und dementsprechend die höchsten Konzentrationen
bei allen Inhaltstoffen auf. In der Rappbode werden nach der Hassel die nächst höheren
Konzentrationen gemessen. Zwischen den übrigen Fließgewässern lässt sich bei dem
mittlerweile erreichten niedrigen Konzentrationsniveau kein signifikanter Unterschied mehr
feststellen (Bild 3).
440
Hassel, unterhalb Hasselfelde
7
Rappbode, unterhalb Trautenstein
Orthophosphat [mg/l]
6
Kalte Bode, Königshütte
Warme Bode, Königshütte
5
4
3
2
1
0
2004
2002
2000
1998
1996
1994
1992
1990
1988
1986
1984
1982
1980
1978
1976
Bild 3:
Entwicklung der Orthophosphatkonzentrationen in den Zuflüssen 1976 bis 2004
Vor allem an den Nährstoffen Stickstoff (N) und Phosphor (P) zeigt sich eine wesentliche
Konzentrations- und Frachtabnahme seit Beginn der 90er Jahre. Die einzelnen Ursachen für die
Reduzierung der Nährstoffeinträge lassen sich im Detail nicht rekonstruieren. Bezeichnend ist
aber der Rückgang der Phosphatkonzentration zu Beginn der 90er Jahre mit Einführung
phosphatfreier Waschmittel und mit Abschluss der abwassertechnischen Sanierung der
Einzugsgebiete im Jahr 2000 (Bild 3).
3.3
Talsperren
Insgesamt ist durch die Reduzierung der Konzentrationen insbesondere an N und P eine
deutliche Verbesserung der chemischen Gewässergüte in den Talsperren erreicht worden. Vor
allem bei den Phosphatkonzentrationen ist ein deutlicher Konzentrationsrückgang Anfang der
90er Jahre zu erkennen. Auswertungen bestätigen zudem die Eliminationsleistung von
Vorsperren und Überleitungssperre. Mögliche Rücklösungen von Mangan, Eisen und P aus
dem Sediment sollten jedoch mit einem optimierten Monitoring überwacht werden.
Die Trophie der einzelnen Sperren hat sich in Folge der Reduktion der Nährstoffeinträge
ebenso deutlich verbessert. So wurde die Rappbodetalsperre im Jahr 1989 eutroph, im Jahr
2003 mesotroph (2,2) eingestuft. Als Referenzzustand wird für die Rappbodetalsperre ein
oligotropher Zustand („sehr gutes ökologisches Potenzial“) angesetzt, der zugleich das maximal
mögliche Sanierungsziel darstellt [3]. Der Istzustand wird erst dann als „gutes ökologisches
Potenzial“ eingestuft, wenn der Trophie-Index den mittleren mesotrophen Bereich (GesamtIndex <2,0) erreicht hat. Dieser Zustand wurde bisher in der Rappbodetalsperre noch nicht
erreicht, obwohl sich das große Hypolimnionvolumen mit seinen Sauerstoffreserven positiv auf
die Trophie auswirkt [4]. Das sich aus der Reduzierung der externen P-Belastung aus den
Einzugsgebieten von Hassel und Rappbode in Kombination mit fischereilicher Bewirtschaftung
ergebende Sanierungspotenzial sollte daher nicht ungenutzt bleiben.
441
4
Fischerei und Tourismus
Aufgrund der vorliegenden Datenlage sind in Anlehnung an [1] fischereiwirtschaftliche
Maßnahmen zur Verbesserung der Sichttiefe, der gewässerinternen P-Sedimentation und somit
des Trophiegrades der Rappbodetalsperre und der Vorsperren zu empfehlen. Beispielsweise
sollte ein Raubfischbestand im Freiwasser aufgebaut werden. Langfristig ist durch die
Umstellung der Bewirtschaftung mit einer Verbesserung der Gewässergüte zu rechnen.
Durch die Weiterentwicklung des Tourismus als wesentlicher Arbeitgeber der Region können
Konfliktpotenziale mit dem Gewässerschutz auftreten. Abhilfe sollte hier die Erarbeitung eines
Tourismus-/Freizeitkonzeptes schaffen.
5
Fazit
Die Bewertung des Bodesystems hinsichtlich seiner Nachhaltigkeit hat gezeigt, dass die
Bereitstellung von Rohwasser ausreichender Güte und Menge durch das System seit seinem
Bestehen erfüllt wurde. Die Randbedingungen haben sich in den letzten Jahren deutlich
verbessert, so dass das Bodesystem heute die Anforderungen noch besser als in früheren
Jahren erfüllt. Die beschriebenen Nutzungsformen verursachen keine maßgebenden Konflikte
im Hinblick auf Rohwassermenge und Rohwassergüte, so dass Optimierungsmöglichkeiten
lediglich Teilaspekte betreffen. Als Maßnahmen zur Verbesserung des Systemzustandes
werden z. B. die Optimierung des Monitorings, der Aufbau eines Decision-Support-Systems
(DSS), fischereiwirtschaftliche Maßnahmen sowie die Erarbeitung eines Tourismus- und
Freizeitkonzeptes vorgeschlagen.
Literatur
[1]
Arbeitsgemeinschaft Trinkwassertalsperren e.V., Arbeitskreis Biologie: Fischerei und
fischereiliches Management an Trinkwassertalsperren, ATT Technische Information Nr.
11, München: R. Oldenbourg Industrieverlag, 2000.
[2]
Deutscher Verein des Gas- und Wasserfaches (DVGW): Richtlinien für
Trinkwasserschutzgebiete, Teil II: Schutzgebiete für Talsperren. Technische Regel,
Arbeitsblatt W 102, 2002.
[3]
Länderarbeitsgemeinschaft Wasser (LAWA): Gewässerbewertung stehende Gewässer.
Vorläufige Richtlinie für die Trophieklassifikation von Talsperren, Schwerin, 2001.
[4]
Skibba, W.-D; Matthes, M.: Tiefer ist besser – Trinkwasseraufbereitung aus der
Rappbodetalsperre. In: gwf Wasser Abwasser 146 (2005), S. 874-879.
[5]
Talsperrenmeisterei des Landes Sachsen-Anhalt (Hrsg.): Talsperren in Sachsen-Anhalt.
Blankenburg, 1994.
442
Dr.-Ing. Christoph Schöpfer
c.schoepfer@bjoernsen.de
Maria Trost 3
56070 Koblenz
Dr.-Ing. Gerhard Björnsen
g.bjoernsen@bjoernsen.de
Dipl.-Ing. Maren Dietze
dietze@talsperren-lsa.de
Timmenröder Str. 1a
38889 Blankenburg
Dipl.-Ing. Joachim Schimrosczyk
schimrosczyk@talsperren-lsa.de
443
Minderung des Hochwasserrisikos durch Talsperren –
Probleme und Lösungsansätze
Flood risk reduction by reservoirs – problems and solutions
Andreas Schumann, Eva Lechthaler
Abstract
Flood management by reservoirs is mainly affected by two different aspects: by the flood
storage capacity which has to be decided as part of the management planning and by operation
of the reservoir during flood events. New approaches for both aspects are presented here. For a
seasonal differentiated allocation of flood storage capacities a new seasonal differentiated flood
statistics is proposed. The operation of reservoirs during floods could be improved by real-time
optimisations based on flood forecasts. Ensemble forecasts could be used to consider forecast
uncertainties.
Zusammenfassung
Die Hochwasserschutzfunktion einer Talsperre wird einerseits durch die Festlegung des
Gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraums, andererseits durch die Steuerung der Abgaben bei
Hochwasser bestimmt. In diesem Beitrag werden für beide Bereiche neue Ansätze dargestellt:
eine verbesserte saisonale Analyse der Hochwasserwahrscheinlichkeiten als Grundlage einer
saisonal veränderten Stauraumaufteilung und die operationell nutzbare Optimierung der
Hochwasserschutzfunktion auf der Grundlage von Vorhersagen.
1
Einleitung
Die Hochwasserschutzfunktion einer Talsperre hängt von einer Reihe unterschiedlicher
Faktoren ab. Hierzu zählen in erster Linie die hydrologischen Verhältnisse, die technischen
Gegebenheiten, die generellen Zielsetzungen des Talsperrenbetriebes und die Steuerung der
Abgaben bei Hochwasser. Talsperren mit Hochwasserschutzfunktion als Elemente des aktiven
Hochwasserschutzes sollen den Hochwasserablauf so beeinflussen, dass die Schadwirkungen
eines Hochwassers vermieden oder zumindest vermindert wird. Die wesentlichen Aspekte, die
dabei zu beachten sind, wären:
Die langfristige Betriebsplanung der Talsperre, die insbesondere die Stauraumaufteilung unter
Beachtung der meist gegebenen Mehrfachnutzung und damit die Größe des gewöhnlichen
Hochwasserrückhalteraumes bedingt.
Die Betriebsweise bei Hochwasser, um durch Vor- und Parallelentlastungen die Hochwasserschutzwirkung einer Talsperre zu verbessern. Die Möglichkeiten und Grenzen hierzu werden
durch die Hochwasservorhersage bestimmt.
Nachfolgend werden beide Gesichtspunkte in jeweils einem ausgewählten Aspekt näher betrachtet.
444
2
Festlegung des gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraumes
Da Hochwasserereignisse als natürliche Extreme durch Wahrscheinlichkeiten charakterisiert
werden, muss die Hochwasserschutzplanung mit der Vorgabe eines Sicherheitsniveaus
beginnen, das durch die Talsperre zu gewährleisten ist. Nach DIN 19700, Teil 11, [1] wird der
Gewöhnliche Hochwasserrückhalteraum in Abhängigkeit vom Hochwasserschutzbedürfnis bzw.
vom angestrebten Hochwasserschutzgrad unter Verwendung des Bemessungshochwassers 3
(BHQ3) festgelegt. Damit wird impliziert das die Hochwasserschutzwirkung bei einem größeren
Hochwasserereignis als das BHQ3 nicht vollständig gesichert ist. Aus wirtschaftlichen Gründen
wird die Überschreitungswahrscheinlichkeit des BHQ3 in der Regel in der Größenordnung von
10-2 (T=100 Jahre) liegen. Bezogen auf die Funktionsdauer von 100 Jahren impliziert dies eine
Wahrscheinlichkeit der mindestens einmaligen Überschreitung dieses Bemessungshochwassers innerhalb dieser Funktionsdauer von 0,634. Bei einem seltenerem Hochwasserereignis
(mit einer Wahrscheinlichkeit von 0,39 tritt in 100 Jahren Betrieb mindestens einmal ein
HQ(200), mit der Wahrscheinlichkeit von 0,18 ein HQ(500) auf) wird der Gewöhnliche
Hochwasserrückhalteraum überlastet. Die wesentliche Restriktion des Hochwasserschutzes
durch Talsperren ergibt sich aus der beschränkten Speicherkapazität in Relation zu einer
(nahezu) unbeschränkten Zuflussfülle bei sehr seltenen Ereignissen. Die relative Hochwasserschutzwirkung nimmt somit zwangsläufig mit der Größe des Hochwasserereignisses ab. Die
Schutzwirkung ist umgekehrt am höchsten, wenn das Hochwasserereignis in Folge seiner
Häufigkeit ohnehin zu keinen Schäden führen sollte.
Im Gegensatz zu Hochwasserrückhaltebecken haben Talsperren in der Regel neben dem
Hochwasserschutz weitere Funktionen. Diese Funktionen (Versorgung mit Trink- und Brauchwasser, Wasserkraftnutzung, Niedrigwasseraufhöhung, Freizeit und Erholungsnutzung, ökologische Funktion) erfordern eine möglichst hohe Speicherfüllung, während für einen effektiven
Hochwasserschutz der Stauraum möglichst frei sein sollte. Im Rahmen der Mehrzielbewirtschaftung muss eine Abwägung zwischen diesen Nutzungskonflikten erfolgen. Oftmals wird hierzu
eine saisonal variable Stauraumaufteilung gewählt, die in den Monaten, in denen häufig ein
Hochwasser auftritt, größere Hochwasserrückhalteräume vorsieht. In Monaten mit geringem
Hochwasserrisiko wird dann der Nutzraum zu Gunsten anderer Bewirtschaftungsziele vergrößert. Diese saisonale Zuordnung setzt eine saisonale Analyse des Hochwasserregimes voraus.
In der Regel treten in den Einzugsgebieten der Mittelgebirge mindestens zwei Hochwassertypen auf: Schneeschmelzhochwasser im Frühjahr und Starkregenhochwasser im Sommerhalbjahr. Geht man von der jahreszeitlichen Auftretenshäufigkeit der Jahreshöchstwerte aus, so
überwiegen meist die Frühjahrshochwasser. Berücksichtigt man dagegen die saisonalen
Verteilungsfunktionen [2], so werden unter Umständen Unterschiede im saisonalen Auftreten
großer und kleiner Hochwasser deutlich. Als ein Beispiel für diese Unterschiede kann die
Abflussreihe am Pegel Dohna/ Müglitz im Osterzgebirge verwendet werden. Zwei Drittel der
Jahreshöchstabflüsse der Reihe 1912 bis 2003 traten im Zeitraum November bis April auf, (25%
im Zeitraum November bis Januar, 40% im Zeitraum Februar bis April). Eine Erhöhung des
Gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraumes im hydrologischen Winterhalbjahr ist jedoch nicht
gerechtfertigt, wenn die Unterschiede in den saisonal differenzierten Verteilungsfunktionen
betrachtet werden (Bild 1). Bis zu einer Jährlichkeit von etwa 10 Jahren (Y=2,25) waren die
Winterhochwasser höher als die Sommerereignisse. Seltenere Hochwasser traten dagegen
445
vornehmlich im Sommer auf. Extreme Hochwasser waren durch Vb- Wetterlagen im Juli und
August bedingt. Entsprechend der Wahl des BHQ 3 wäre somit die saisonale Größe des
Gewöhnlich Hochwasserrückhalteraumes zu variieren. Falls große Ereignisse zurückgehalten
werden sollen, müsste der Gewöhnliche Hochwasserrückhalteraum im Sommer (Mai bis
August) vergrößert werden, wodurch aber die Talsperrenabgaben in der Niedrigwasserperiode
im Herbst beeinträchtigt würden. Dieses Beispiel belegt die Notwendigkeit, das Hochwasserregime detailliert zu analysieren um so die Hochwasserschutzplanung zu verbessern.
Bild 1:
3
Saisonale Verteilungsfunktion der Hochwasserscheitelabflüsse am Pegel Dohna/
Müglitz (Reihe 1912 bis 2003)
Talsperrensteuerung auf der Grundlage von Hochwasservorhersagen
Mit Hilfe von Hochwasservorhersagen ist es möglich, die Steuerung der Talsperrenabgaben
optimal zur Minderung der Hochwasserschäden zu nutzen. Das Potential hierzu wird derzeit in
dem, durch das BMBF geförderte Forschungsprojekt „Hochwassermanagement Mulde“
untersucht. Bei der Optimierung der Parallel- und Vorentlastung einer Talsperre auf der
Grundlage von Abflussvorhersagen müssen dabei gleichzeitig mehrere Gefährdungspunkte im
Unterlauf, die Abflüsse aus den jeweiligen Zwischengebieten und die technischen Restriktionen
des Talsperrenbetriebes beachtet werden. Unter der Beachtung der für den Echtzeitbetrieb
notwendigen kurzen Rechenzeiten kann die Gemischt-Ganzzahlige Linearen Programmierung
(Mixed Integer Linear Programming) zur Optimierung des Talsperrenbetriebes genutzt werden,
bei der nichtlineare und nicht-konvexe Zielfunktionen oder Restriktionen mit Hilfe ganzzahliger
Binärvariablen abschnittsweise zu linearisieren sind [3], [4].
Der Optimierungsansatz berücksichtigt die, von einem Niederschlag-Abfluss-Modell aufgrund
der Niederschlagsvorhersage berechneten Zuflüsse zur Talsperre und zu den einzelnen
446
Gewässerabschnitten im Unterlauf. Die Veränderungen der Abflussverhältnisse im Unterlauf in
Ergebnis der Talsperrensteuerung werden mit Hilfe eines Wellenablaufmodells und
Überlagerung der Talsperrenabgaben mit den Zwischengebietszuflüssen berücksichtigt. Neben
der Einhaltung der Regelabflüsse im Unterwasser können noch zusätzliche Randbedingungen
gesetzt werden, wie z. B. die möglichst schnelle Entleerung des gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraumes. Als zu minimierende Zielfunktion wird die Summe der Überschreitungen der
maximal zulässigen Abflüsse an den ausgewählten Gefahrenpunkten verwendet. Gleichzeitig
sollen die Abgaben möglichst wenig variiert werden (numerische Stabilität) und die Abgaben
über die Hochwasserentlastung minimiert werden. Die für die verschiedenen Zeitabschnitte
spezifischen Restriktionen und Zielfunktionswerte resultieren in einem System von Gleichungen
und Ungleichungen, das für alle Zeitschritte gleichzeitig gelöst wird. In Bild 2 ist ein Beispiel für
die Optimierung der Abgaberegelung der Talsperre Eibenstock (Zwickauer Mulde) in Sachsen
für das Hochwasser im Juli 1996 dargestellt. Es wurden zwei Zielgrößen verwendet: die
maximale Abgabe wird auf 25 m3/s beschränkt und der Abfluss am Pegel Aue 3 (etwa 17 km
Fliesstrecke unterhalb, das Einzugsgebiet wird durch den Zufluss des Schwarzwassers
verdreifacht) sollte nicht mehr als 70 m3/s betragen. Ersichtlich wird, wie beide Ziele unter
Annahme einer perfekten Vorhersage eingehalten werden könnten.
Bild 2:
Gemessene Zuflüsse, optimierte Abgabe der Talsperre Eibenstock und (simulierter)
gesteuerter Abfluss am Pegel Aue 3 für das Hochwasserereignis im Juli 1996
Da die Niederschlagsvorhersage eine hohe Unsicherheit beinhaltet, werden im Rahmen des
Forschungsprojektes Ensemblevorhersagen des Niederschlages und, auf diesen aufbauend,
des Abflusses, verwendet. Die Talsperrenabgaben werden dementsprechend für die einzelnen
Ensemblevorhersagen optimiert. In Bild 3 sind die Spannweite und der Median der Talsperrenabgaben für nachgerechnete Vorhersagen vom 10.08.2002, 17.00 Uhr, dargestellt. Das AugustHochwasser im Jahr 2002, dessen Scheitel in der oberen Zwickauer Mulde in den Morgenstunden des 13.8.2002 auftrat, wäre durch Ensemblevorhersagen zumindest in seiner
447
Größenordnung erfasst worden. Die in Bild 2 dargestellten Steuerungsszenarien basieren auf
maximal zulässigen Abgaben von 36 m3/s und einer Zielgröße des Abflusses am Pegel Aue 3
von 210 m3/s. Im Unterschied zum deutlich kleineren Hochwasser vom Juli 1996 musste bei
der Optimierung der Steuerung für das Ereignis 2002 die Zielgröße des Abflusses in Aue
deutlicht erhöht werden. Da die hydrologischen Vorhersagen in Folge der beschränkten
Möglichkeiten zur Niederschlagsvorhersage sehr unsicher sind, müssen für die Zielgrößen der
Steuerung unterschiedliche, von der Ereignisgröße abhängige Varianten vorgehalten werden.
Aus Bild 3 werden auch die Unsicherheiten bei der Festlegung der Vorentlastung ersichtlich.
Bild 3:
4
Berechnete Abgabe der Talsperre Eibenstock für das COSMO-LEPS-EnsembleVorhersagensemble vom 10.08.2002, 17.00 Uhr
Zusammenfassung
Die Hochwasserschutzwirkung einer Talsperre hängt von den spezifischen hydrologischen
Gegebenheiten des jeweiligen Standortes ab, die zunächst detailliert zu analysieren sind. Mit
der Festlegung des Gewöhnlichen Hochwasserrückhalteraumes wird die Schutzwirkung der
Talsperren, aber auch deren Begrenzung festgelegt. Es ist erforderlich beide Aspekte, d.h.
Schutz und Restrisiko, zu kommunizieren. Mit der Einbeziehung von Hochwasservorhersagen
in die Steuerung kann die Hochwasserschutzfunktion wesentlich verbessert werden. Hierzu ist
es aber erforderlich die meteorologischen Vorhersagen an die Anforderungen des Talsperrenbetriebs anzupassen.
Danksagung
Für die Unterstützung der hier dargestellten Forschungsarbeiten wird dem Bundesministerium
für Bildung und Forschung und der Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen
gedankt.
448
Literatur
[1]
DIN 19700-10 „Stauanlagen“ und 11 „Talsperren“ (2004)
[2]
Schumann, A.H. Hochwasserstatistische Bewertung des Augusthochwassers 2002 im
Einzugsgebiet der Mulde unter Anwendung der saisonalen Statistik, Hydrologie und
Wasserbewirtschaftung, 49. Jg., H. 4, August 2005, S.200- 206
[3]
Loucks, D. P., van Beek, E.: Water Resources Systems Planning and Management - An
Introduction to Methods, Models and Application, UNESCO Publishing, 2005
[4]
Needham, J. T., Watkins Jr., D. W., et al.: Linear Programming for Flood Control in the
Iowa and Des Moines Rivers. In: Journal of Water Resources Planning and Management
126 (2000), Heft 3, S. 118-127.
Prof. Dr. rer. nat. habil. Andreas Schumann
andreas.schumann@rub.de
Universitätsstr. 150
44780 Bochum
Dipl.-Ing. Eva Lechthaler
eva.lechthaler@rub.de
449
Erdbeben-Gefährdungszonenkarten für die Talsperrenbauten
im Freistaat Thüringen
Seismic Zoning Maps for the design of dams (tales) in Thuringia
Jochen Schwarz, Helmut Deubner, Wolfgang Biewald, Christian Meyer-Mölleringhof
Abstract
According to DIN 19700: 2004, the Basis Operating and the Design Earthquake have to be
determined for mean return periods between 100 and 2 500 years. The required seismic
hazard zoning maps for Thuringia are elaborated on the basis of the intensity-related
subdivision scheme of DIN 4149: 2005. For each site a particular design category is defined
ruling the level and extent of seismological investigations and allowable simplifications. Within
the guideline ThürTA-Stau: 2005 basic values of design acceleration for rock conditions are
given for the relevant zones and return period.
Zusammenfassung
Nach DIN 19700: 2004 sind das Betriebs- und Bemessungsbeben auf der Grundlage von
mittleren Wiederkehrperioden zwischen 100 Jahren und 2 500 Jahren festzulegen. Für die
Erdbebengebiete in Thüringen werden die fehlenden Gefährdungszonenkarten nach dem
intensitätsbezogenen Einteilungsschema der DIN 4149: 2005 erarbeitet. In Abhängigkeit von
Gefährdung und Talsperrenklasse wird in der ThürTAStau 2005 der Standort einer
Nachweiskategorie zugeordnet.
1
Normensituation und landesinterne Regelungen
1.1
Erdbeben berücksichtigende Normung in Deutschland
Regelungen zur Erdbebenproblematik bei allgemeinen Hochbauten finden sich in DIN 4149 –
Bauten in deutschen Erdbebengebieten. Die in dieser Norm gewählte Erdbebenzonierung geht
von einer mittleren Wiederkehrperiode der Intensitäten von 475 Jahren und einer
Zonenabgrenzung – ausgehend von der Intensität I (EMS) = 6.5 - in Intervallen von halben
Intensitätsgraden aus. Den Referenzintensitäten der drei auslegungsrelevanten Zonen werden
Bemessungsbeschleunigungen zugewiesen [1]. Die Zonenkarte der DIN 4149 kann aufgrund
der geforderten Eintretensraten von Bemessungsbeben nicht die Auslegungsgrundlage für
Talsperren sein. Sie bietet jedoch in den methodischen Grundlagen den Ausgangspunkt und
einen Bewertungsmaßstab für die hier vorgestellten Ergebnisse.
1.2
Anforderungen an die Sicherheit gegenüber Erdbeben aus DIN 19700
Der Nachweis der Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit ist nach DIN 19700 mittels eines
Betriebserdbebens zu führen. Diesem Erdbeben muss die Stauanlage genau wie beim
Hochwasserbemessungsfall 1 ohne Nutzungsbeschränkungen widerstehen. Die Tragsicherheit
ist mittels eines Bemessungserdbebens nachzuweisen. Bei Talsperrenstandorten mit sehr
450
geringer Seismizität (Bemessungswert der Bodenbeschleunigung ag des Bemessungs–
erdbebens < 4% der Erdbeschleunigung) darf auf den Nachweis gegen Erdbebeneinwirkungen
verzichtet werden.
2
Ingenieurgeologische Bewertung der Talsperrenstandorte
Aus ingenieurgeologischer Sicht ist das Risiko einer möglichen Schadwirkung an Thüringer
Talsperren - wie nachfolgend begründet wird - durch seismische Einwirkung außerordentlich
gering.
Die meisten der Talsperren der Klasse 1 befinden sich, bedingt durch die morphologischen
Gegebenheiten, in der Mittelgebirgsregion des Thüringer Schiefergebirges bzw. des Thüringer
Waldes. Die im Tafeldeckgebirgsstockwerk des Thüringer Beckens bzw. der Südthüringer
Triastafel errichteten Stauanlagen gehören vorwiegend den Talsperrenklassen 2 bis 4 an.
Aufgrund der geologischen Situation im Hinblick auf den Baugrund der Absperrbauwerke bzw.
die Hangstabilität der Stauräume sind aus ingenieurgeologischer Sicht keine Schwachpunkte zu
erkennen.
Die wichtigsten bekannten Erdbebenherde Thüringens liegen entlang der Störungszone von
Gera-Jachymov, und ihrer Fortsetzung in der Finne- bzw. Kyffhäuser-Crimmitschauer
Störungszone. Als herausragendes seismisches Ereignis dieser Zone ist das Mitteldeutsche
Beben vom 6. März 1872 zu betrachten. In [3] werden die Herdlage und Kenngrößen einer
Neuinterpretation unterzogen. Die maximal beobachteten Schütterwirkungen haben relativ
großräumig die Intensität I (EMS) = VII erreicht (Bild 1).
Bild 1:
Ausschnitt der makroseismischen Intensitätskarte des Mitteldeutschen Erdbebens
vom 6. März 1872 (neu bearbeitet [3], Grafik nach [4])
451
Neben den tektonischen Erdbeben sind in Thüringen stärkere bergbaulich bedingte seismische
Ereignisse, z. B. verursacht durch Gebirgsschläge im Werra-Kali-Revier aufgetreten.
Während der Probestauphase der mit 102,5 m höchsten Talsperre Thüringens Leibis-Lichte
werden unterschiedliche seismische Kontrollmessungen durchgeführt, um über die Datensicherung eine mögliche stauinduzierte Seismizität bzw. strukturelle Reaktionen nachweisen zu
können.
3
Thüringer Technische Anleitung Stauanlagen (ThürTA-Stau)
3.1
Erstellung der Gefährdungszonenkarten
Aus DIN 19700 leitet sich die Forderung ab, für jeden Talsperrenstandort der Klassen 1 und 2
ein seismologisches Gutachten oder eben aufwandsreduziert gesonderte Gefährdungskarten
nach probabilistischer Vorgehensweise zu erstellen. Es wurde entschieden, die für Thüringen
nicht vorliegenden Gefährdungsanalysen durchzuführen. Zur Gewährleistung der Konsistenz
zur DIN 4149 wird das Intensitätsbezogene Einteilungsschema der DIN 4149 bei modifizierter
Bezeichnung der Zonen (Zone 1 wird Zone ITR, TR – mittlere Wiederkehrperiode) übernommen
(Tabelle 1).
Tabelle 1: Bezeichnungen für die Erdbebenzonen des Freistaates Thüringen im
Zusammenhang mit der Festlegung der Bemessungserdbeben nach DIN 19700
ZoneTR
Intensitätsintervall der Zone
0
6.0 d Is < 6.5
0A
6.0 d Is < 6.25
0B
6.25 d Is < 6.5
I
6.5 d Is < 7.0
II
7.0 d Is < 7.5
III
Is t 7.5
IV
Is t 8.0
Bemerkungen
Mindestauslegung
Geltungsbereich
Sonderbereich
Für die Untersuchungen wird ein Erdbebenkatalog zugrunde gelegt, der die für die Baunormung
relevanten Grundlagenuntersuchungen und die Interpretationslage historischer Erdbeben zu
diesem Zeitpunkt berücksichtigt [3], [4].
Zur Berechnung der Erdbebengefährdung sind für sämtliche Bebengebiete Herdregionen zu
bestimmen, von denen das Untersuchungsgebiet makroseismisch beeinflusst werden kann.
Obere Grenzwerte von Bebenstärken sind bei probabilistischen Gefährdungsanalysen
Bestandteil der Rechenprozedur. In Übereinstimmung mit der Vorgehensweise [5] wird für die
obere Grenzintensität Imax ein einheitlicher Zuschlag zu den in den Herdregionen maximal
beobachteten Intensitäten Imax,obs eingeführt. Im Rahmen einer Sensitivitätsstudie wurde
überprüft, welchen Einfluss die Modellannahmen auf die Gefährdungskarten nehmen.
452
Probabilistische Gefährdungsanalysen sind mit Unsicherheiten behaftet. Im Vorfeld der
konkreten Zuordnung der Standorte zu den Intensitätszonen wurde deshalb der Einfluss der
Modellannahmen auf die jeweiligen Zonengrenzen untersucht. Die Variabilität der Zonenlage
bzw. Bereiche von Zonenübergängen wird bei der Zuordnung der Talsperrenstandorte
berücksichtigt. Die Ergebnisse der probabilistischen Gefährdungsanalysen werden am Maßstab
der historischen Bebentätigkeit und der maximal beobachteten Erdbebenwirkungen (vgl. Bild 1)
und parallel durchgeführten deterministischen Gefährdungsanalysen verifiziert. Als
methodischer Ansatz wurde hier die Wiederholung der historischen Erdbebentätigkeit (mit
unterschiedlichen Intensitätszuschlägen) und die Auswertung der maximalen hypothetischen
Wirkungen aller Beben verstanden (vgl. [6]).
3.2
Zuordnungsprinzipien und Nachweiskategorien
Im Ergebnis der Gefährdungsanalysen steht die Intensität, die als Rechengröße nicht direkt
übernommen werden kann. Insofern ist Festlegung der Beschleunigung analog dem Vorgehen
bei der DIN 4149 als Zuordnungsproblem aufzufassen, das über Korrelationen zwischen
Intensität und Beschleunigung gelöst werden kann. Zur Festlegung von Beschleunigungen
werden insgesamt fünf Zuordnungsprinzipien diskutiert, von denen als verwaltungstechnische
Entscheidung zwei in der ThürTA-Stau aufgeführt werden. Für die Stauanlagen in Thüringen
wurde einheitlich das Zuordnungsprinzip ZP2 gewählt. Die Beschleunigungswerte werden im
Vergleich zur DIN 4149 deutlich angehoben (z. B. für die Zone I von 0.4 m/s² auf 0.6 m/s² oder
für die Zone III von 0.8 m/s² auf 1.1 m/s²) . Damit steht für die Talsperrenbauten in Thüringen
eine einheitliche Vorgehensweise und Entscheidungsbasis zur Verfügung.
Durch die Gefährdungszonenkarten werden die Standorte mit den höchsten Nachweisanforderungen herausgearbeitet; der Notwendigkeit einer gesonderten seismologischen
Begutachtung kann frühzeitig durch Einleitung der erforderlichen Maßnahmen begegnet
werden.
Zur Präzisierung der Anforderungen werden Nachweiskategorien eingeführt, die ausgehend
von der Talsperrenklasse und maßgeblichen Zone eine Zuordnung der für die Auslegung
relevanten Parameter bzw. Vorgehensweise ermöglichen. Die Nachweiskategorien werden auf
das Bemessungsbeben bezogen. Für einzelne Standorte ist weiterhin eine seismologische
Begutachtung nach einheitlichen Kriterien vorzunehmen. Diese seismologische Begutachtung
schließt ein, eine standortspezifische Festlegung der ingenieurseismologischen Kenngrößen
vorzunehmen (vgl. [2], [5]).
Relevante Talsperrenstandorte können gemäß der vorgelegten Karten (Bild 2) bzw.
Beschleunigungszuordnungen bewertet werden. Für die weniger relevanten Talsperrenstandorte ist eine aufwandsreduzierte Bereitstellung der Bemessungsgrößen möglich.
4
Verwaltungstechnische Einführung in der ThürTA-Stau
Für die verwaltungstechnische Einführung und baupraktische Anwendung wird eine Glättung
der ermittelten Konturenlinien der Intensitätszonenkarten vorgenommen. Eine solche Anpassung ist unter Würdigung der durchgeführten Unsicherheitsanalysen zu begründen. Im
Ergebnis stehen Erdbebenzonenkarten, die auch in der Sprachregelung den Unterschied zu
den berechneten Konturenkarten von Intensitätszonen widerspiegeln. Die erarbeiteten Gefähr-
453
dungszonenkarten wurden auf die Gewässernetzkarte Thüringens übertragen. Die Standorte
der Stauanlagen können eindeutig den Gefährdungszonen zugeordnet werden. Bild 2 zeigt die
Erdbebenzonenkarte der ThürTA-Stau für die Wiederkehrperiode von 1 000 Jahren; die
Standorte der Talsperrenklasse 2 sind eingeordnet.
Bild 2:
Erdbebenzonenkarte für die Wiederkehrperiode von 1000 Jahren [2]
Gemäß der ThürTA-Stau werden vier Talsperrenklassen geführt. Dieser Einteilung
entsprechend wurden vier gestaffelte Überschreitungswahrscheinlichkeiten der Bemessungshochwasserzuflüsse BHQ1und BHQ2 zugeordnet. Analog hierzu erfolgt eine Risikobetrachtung
zur Erdbebensituation. Während für die Stauanlagen der Klassen 1 und 2 die Nachweise
gemäß DIN durchzuführen sind, sind an den Anlagen der Klassen 3 und 4 keine Nachweise
erforderlich. Eine Nachweispflicht entfällt auch bei Hochwasserrückhaltebecken, die als
Trockenbecken ausgeführt sind. Für Talsperren der Klassen 1 und 2 in den Erdbebenzonen III
und IV sind anlagenbezogene Gutachten vorgesehen. Diese werden durch standortbezogene
messtechnische Untersuchungen begleitet.
In der ThürTA-Stau werden Regeln zur Überwachung während der Betriebszeit aufgenommen.
Danach sollen vom Betreiber Kontrollen über mögliche Abweichungen vom Normalzustand des
Bauwerkes bei örtlichen Erdbebenereignissen ab einer Intensität von I (EMS) > V bzw. der
Magnitude > 4 erfolgen.
454
Zusammenfassend sei hervorgehoben, dass mit dem Beitrag Anregungen für einen
gemeinsamen Standpunkt bei der Anwendung der Sicherheitsnachweise nach DIN 19700
sowie zur Überarbeitung der DIN 19702 – Standsicherheit von Massivbauwerken im Wasserbau
– gegeben werden sollen.
Literatur
[1]
Schwarz, J. (2005): Bemessungsbeschleunigungen für die Gefährdungszonen der DIN
4149. In: Tagungsband der DGEB-Gemeinschaftstagung Auslegung von Bauwerken
gegen Erdbeben- Die neue DIN 4149. Beuth Verlag GmbH Berlin Wien Zürich, 41-56.
[2]
ThürTA-Stau:2005-06: Thüringer Technische Anleitung Stauanlagen. Thüringer
Ministerium für Landwirtschaft, Naturschutz und Umwelt, Erfurt.
[3]
Grünthal, G.; Schwarz, J.: Reinterpretation der Parameter des Mitteldeutschen Bebens
von 1872 zur Ableitung von Erdbebenszenarien für das Testgebiet Ostthüringen. Thesis
H. 1/2. In: Ingenieurseismologie und Erdbebeningenieurwesen. Wiss. Zeitschrift der
Bauhaus-Universität Weimar 47 (2001) 1/2 , S.32-49.
[4]
Schwarz, J.; Biewald, W.; Deubner, H.: Überprüfung und Bewertung der
Bemessungsgrößen nach DIN 19700 am Beispiel der Thüringer Talsperren. Bautechnik
81 (2004) 12, S. 949 – 958.
[5]
Grünthal, G., Mayer-Rosa, D., Lenhardt, W: Abschätzung der Erdbebengefährdung für die
D-A-CH-Staaten – Deutschland, Österreich, Schweiz. Bautechnik 75, 10, 753-767.
[6]
Amstein, S., Lang, D.H., Schwarz, J. (2005): Schütterwirkung historischer Erdbeben und
aktuelle Anwendungsgebiete für das Erdbebeningenieurwesen. Bautechnik 82 (2005),
Heft 9, 641 - 656.
Dr.-Ing. Jochen Schwarz
Bauhaus-Universität Weimar
Erdbebenzentrum
Marienstraße 13
99423 Weimar
Dr. Wolfgang Biewald
Thüringer Landesanstalt für Umwelt und Geologie
Göschwitzer Straße 41
07745 Jena
Dipl.-Ing. Helmut Deubner
Engelsbacher Weg 3A
99894 Friedrichroda
ehem. Thüringer Ministerium für Landwirtschaft, Naturschutz und Umwelt Erfurt
Dipl.-Ing. Christian Meyer-Mölleringhof
Thüringer Landesverwaltungsamt Weimar
Weimarplatz 4
99423 Weimar
455
Renovating Linach dam
Instandsetzung der Linach-Talsperre
Alberto Scuero, Franz-Josef Gruber, Robert Strumberger,
Regina Saier-Grieshaber, Matthias Neininger
Abstract
Linach multiple arches dam in Germany belongs to Vöhrenbach municipality, 4200 inhabitants.
Built between 1922 and 1926, it was waterproofed with reinforced gunite covered with a
bituminous revetment that deteriorated over time, imposing emptying the reservoir in 1988.
Renovation works, involving a long financing process, were executed in 2006. The paper
discusses the renovation process, the geomembrane system restoring watertightness, the
works performed.
Zusammenfassung
Die einzige Reihengewölbemauer Deutschlands, die denkmalgeschützte Linach-Talsperre,
gehört der 4200 Einwohner-Stadt Vöhrenbach. Bei ihrem Bau 1922 bis 1926 erhielt sie eine
Abdichtung aus einer bewehrten Spritzmörtelschicht mit zweifachem Inertolanstrich, deren
zunehmende Schäden 1988 zur Speicherentleerung führten. Langwierigen Finanzierungs- und
Bewilligungsbemühungen folgte 2006 die Instandsetzung. Der Beitrag erörtert die Instandsetzungsarbeiten und das Geomembranabdichtungssystem.
1
Linach dam: An unique structure
Linach dam, which is part of the Vöhrenbach Power Plant in the Black Forest and was built
between 1922 and 1926, was Germany’s first reinforced concrete dam constructed according to
a construction method based on a massif trapezoidal concrete wall which is divided into several
independent elements: arch, buttress and struts. The construction method allowed significantly
decreasing the mass of the concrete, which would be about five times larger for a traditional
concrete gravity dam. The smaller mass permitted also a comparatively shorter construction
period, which in unfavourable climate allowed rapidly completing a structure that was urgently
needed due to the increased needs of power supply.
The dam, located at 847.45 m asl, has a length at crest of 143 m, and is 25 m high. The 13
arches are 40 to 60 cm thick, the buttresses are 120 cm thick and placed at 10,40 m spacing.
To avoid water infiltration, the arches were waterproofed with a layer of reinforced gunite
covered with a bituminous revetment. The dam has a bottom outlet and an intermediate outlet.
Linach belongs to the municipality of Vöhrenbach, 4200 inhabitants. One year after its
completion, it could cover the 72% of the power needs of the municipality. In the decades that
followed, along with the deterioration of the upstream waterproofing layer, power supply
demand increased.
Deterioration of the waterproofing layer and of the underlying concrete was basically due to
water infiltration and to freeze-thaw cycles. In the years 1937/38 first repair works took place; in
456
1951 the impervious layer was totally renovated; in 1966 an additional shotcrete layer was
added in the lower third of the dam. Deterioration of the concrete continued to such an extent
that in 1963 the authority imposed lowering the water level of 10 m. Finally, in 1988 the
reservoir was emptied to allow performing total rehabilitation.
In 1990 a very complete rehabilitation project was not carried out for lack of financial resources.
In 1998 the power house was put back in activity as derivation unit, without impounding the
reservoir. This focused sufficient attention on the project so as to allow starting to restore the
reservoir which by then had been abandoned. This was possible thanks to the efforts of the
municipality staff, and to the participation of the association “Save the Linach dam”, of the
territorial foundation of Baden Würtenberg, of the responsibles for the protection of the
patrimony and of the tourism development, and of the Schwarzwald – Baar - District. The
rehabilitation works implied several challenging tasks, from financing to the numerous technical
aspects: hydrological appraisals, new calculation of the statics and stability evaluation also in
respect of seismicity, concrete investigations, geological investigations, geo-radar of the
reservoir, exploration drillings, new regulation of the free board, landscape conservation.
Due to its outstanding meaning in terms of construction technology, in the spring of 2002 the
dam had been inscribed in the list of buildings of national importance and inserted in the
German monument book. This further complicated the project, because the renovation of
historical buildings is subject to certain restrictions, which had to be taken into consideration
while making the dam compliant with modern safety standards, different from those enforced in
the years when the dam was constructed. According to the presidential office of Freiburg the
Linach dam was the most complex renovation project of Germany. More information on these
aspects is presented by Strumberger in these proceedings [1]; this paper addresses exclusively
the technical aspects of the renovation, with particular focus on the new waterproofing system.
The renovation works included the rehabilitation of some concrete parts and of the gates, and
modernisation of the appurtenant works of the power plant. The renovation of the upstream
waterproofing system was the critical part of the project. Works were started and completed in
2006.
2
Renovation of the upstream sealing system
Aside from the considerable financial challenges posed by such a complex project on such a
small community, the main technical challenges were the climatic conditions requiring a system
that could durably resist freeze-thaw, the need to minimise impact on a historical monument,
and the need to minimise impact of renovation works on the area. The selection of the new
sealing system was carried out by the municipality with the technical advise of Energie
Steiermark AG (Austria), who were the engineer and project manager for all works except
rehabilitation of the downstream concrete.
2.1
Selection of the system
All available lining systems were examined. Analysis was based on experimental data provided
by international literature, and on European field experience. Laboratory result included an
extensive research on all types of waterproofing systems for concrete dams in cold climates
(shotcrete, metal sheets, bituminous liners, coatings, geomembranes), carried out by the
457
Canadian Hydro Quebec [2], and a research focused on geomembranes carried out by the US
Army Corps of Engineers [3]. Field results were available for numerous dams located mainly in
the Alpine region. The extensive experience made by Enel, the Italian National Power Board,
with exposed geomembranes on dams at high elevation in the Italian Alps provided useful data
on durability of these materials in cold climates [4].
Research and field results converged on one material, a high performance PVC geomembrane. This
material is treated to resist UV in the long term, can resist organic and bacterial growth, and the
alkaline environment of damp concrete. The material can be produced in relatively high
thickness (in the order of a few mm) and is generally laminated to a geotextile that provides
increased resistance to puncture by the subgrade. The final product has high resistance to
mechanical damage that may be caused by installation activities and by service conditions. The
flexibility of the material and its easy seaming is an asset especially on dams of complicated
geometry like Linach.
It is generally acknowledged that durability of a geomembrane sealing system is longer if the
anchorage system is conceived to avoid presence of loose areas or folds in the liner. Several
dams lined with PVC geomembranes were visited by the engineer of the project, to ascertain
which anchorage system would provide more reliable service. The Carpi patented tensioning
system was selected.
2.2
Waterproofing liner
The selected waterproofing liner, SIBELON CNT 3750, is a 2.5 mm thick PVC geomembrane
laminated during fabrication to a 500 g/m² geotextile. The PVC layer provides watertightness,
has > 200% elongation at break allowing bridging all fissures and cracks that already exist or
should form in the future, and has durability estimated to exceed 50 years, based on more than
25 years of service at high elevation in the Alps. The geotextile gives anti-puncture protection,
increased friction to makes installation easier, and some drainage capability.
The PVC geomembrane covers the 13 arches from the crest down to the concrete base of the
arch, to avoid that water infiltrates into the dam, and to durably protect it from further damage
caused by frost. The PVC sheets have been installed horizontally, and watertight welded at
overlaps with manual hot-air single-track welds. The fusion process caused by the welding
method, associated to a 100% control of the watertightness of the seams, makes the joints
between sheets an area of increased safety, because the thickness of the waterproofing liner is
practically doubled at the overlaps.
2.3
Drainage system
A dedicated drainage system has been installed behind the geomembrane, to allow monitoring
the new sealing system over its service life, and to avoid that in case of accidental damage to
the geomembrane water in pressure may enter into the dam body.
The systems is consists of a drainage layer (a high transmissivity geonet) covering the entire
surface of the arches, of vertical drainage conduits made by the profiles that anchor the
geomembrane to the arches, and of a bottom collection and discharge system. To avoid that
suction forms behind the geomembrane hampering drainage, the system is ventilated at top.
458
The geonet Tenax CE 750 was installed on the existing surface of the arches, after cleaning
and removal of loose parts and dirt with high-pressure water jet, and local patching at places of
excessive deterioration of the concrete. The bottom collection conduit was made with an
additional layer of geonet, placed as a longitudinal band following the bottom periphery of the
arch. The drainage system was divided into 5 sections, which discharge separately downstream
through 5 discharge pipes.
The works have been performed with special travelling platforms designed to follow the shape
of the arch, and suspended from a supporting portal placed at crest. Placement of the system
was made at alternate arches, to avoid interference of adjoining platforms (Figure 1).
Figure 1: Placement of system with suspended platforms
2.4
Face anchorage
The face anchorage must sustain the liner’s own weight and the uplifts imparted by wind,
waves, floating objects, and must maintain the liner smooth and adherent to the subgrade, with
no folds or loose areas. At Linach, since the upstream face is inclined, much of the liner’s weight
is transferred by friction to the dam. Calculations showed that adequate anchorage could be
provided by placing one tensioning profile at both sides of each arch. This resulted in two
tensioning profiles at the springing of each arch.
The tensioning system adopted at Linach is extensively detailed in international literature. It is
composed of two profiles that tightly clamp the PVC geocomposite and secure it to the dam
face. The profiles are fastened to the dam by means of stainless steel anchor bolts embedded
in chemical anchors placed at 40 cm spacing, which is provides adequate tensioning of the PVC
459
geomembrane liner. The length of the anchors bolts was such as to intercept the concrete of the
vaults, and varied from 100 to 250 mm. To avoid that water infiltrates at the anchor bolts
crossing the geomembrane, the profiles are covered with a waterproofing PVC geomembrane
strip, watertight welded on all sides unto the PVC geocomposite liner (Figure 2).
2.5
Perimeter anchorage
In the Carpi systems, the PVC geocomposite is anchored at all peripheries by perimeter seals
conceived to avoid water infiltration behind the liner. The seals are watertight against the
pressure they must sustain (rainwater and snowmelt at top, water in pressure at submerged
locations such as at heel, spillway, inlets and outlets), and are made with stainless steel batten
strip compressing the geocomposite on the concrete, where necessary with suitable gaskets
and steel plates for distribution of the compression.
At Linach, the top seal is made with a 50 x 3 mm batten strip placed at the top of the crest. The
submerged perimeter seals are made with a 60 x 6 mm batten strip (Figure 2) anchored with
stainless steel anchor bolts placed at 15 cm spacing. The same type of watertight seal has been
adopted and is successfully behaving on all types of dams with very high water heads
(Karahnjukar fill dam, 198 m high, Miel I RCC dam, 188 m high, Alpe Gera concrete gravity
dam, 174 m high), and has been tested and approved by Ismes, the most important Italian
hydraulic research institute, part of the Enel group, up to a water head of 240 m.
At heel, the concrete that constitutes the base of each arch was practically entirely covered with
sediments. The sediments have been removed only for the top part necessary to allow placing
the bottom seal on the concrete (Figure 2). To provide an obstacle to water infiltration in the part
that has not been covered by the PVC geocomposite, a strip of bentonite mattress has been
deployed along the bottom of the arches, covering the seal and extending horizontally over the
sediments. The mattress has then been ballasted with soil.
Figure 2: Tensioning profiles and perimeter seals
460
2.6
Other works
Other renovation works, concerning concrete rehabilitation, renewal of gates and modernisation
of appurtenant works, have been extensively described by Brunold et al. [5].
3
Behaviour
Rehabilitation works were completed on 18 Oct. 2006 after 15 weeks installation. An
unexpected proof of the performance of the system and its fixation occurred during hurricane
“Kyrill” in January 2007 with maximum wind velocities in the range of 200 km/h. (Figure 3). The
new waterproofing system has completed its first winter season. Leakage with a water head of
13 m which corresponds to 10 m below maximum reservoir level is in the order of drops, with a
temporary maximum of 0,3 l/s for the 4140 m² waterproofed upstream face which reduced to
0,02 l/s recently.
Figure 3: Works completed
Literature
[1]
Strumberger, R.: Baukulturdenkmal von nationaler Bedeutung
"Linachtalsperre" in Vöhrenbach - Wiederherstellung aus Sicht des
Talsperreneigners. 14th German Dam Symposium - Dams in Europe. Tasks and
Challenges, 2007
[2]
Durand B. et al.: Study of waterproofing revetments for the upstream face of concrete
dams. IREQ Research Institute of Hydro-Québec, IREQ-95-326, 1995
461
[3]
Christensen J. C. et al. A Conceptual Design for Underwater Installation of Geomembrane
Systems on Concrete Hydraulic Structures. Technical Report REMR-CS-50, US Army
Corps of Engineers - Waterways Experiment Station, 1995
[4]
Cazzuffi D.: Long Term Performance of Exposed Geomembranes on Dams in Italian Alps.
Sixth International Conference on Geosynthetics, pp. 1107-1110, 1998
[5]
Brunold, H.; Gruber, F.J.; Wellacher, J.: Instandsetzung der Linach-Talsperre in
Vöhrenbach im Schwarzwald. Wasserbausymposium Graz 2006, Technische Universität
Graz, pp. 16-26, 2006
Alberto M. Scuero, Dr. Eng.
CARPI TECH S.A.
Technical Director
Corso San Gottardo 86
CH 6830 Chiasso
alberto.scuero@carpitech.com
Franz Josef Gruber, Dipl.-Ing. Dr.
Energie Steiermark AG
Projektleiter Wasserbau und membra
Leonhardstrasse 59
8010 Graz
franz-josef.gruber@e-steiermark.com
Robert Strumberger, Dipl.Verw.Wirt FH
Stadt Vöhrenbach
Bürgermeister
Friedrichstrasse 8
78147 Vöhrenbach
strumberger@voehrenbach.de
Regina Saier-Grieshaber, Dipl.Verw.Wirt FH
Stadt Vöhrenbach
Referentin des Bürgermeisters
Friedrichstrasse 8
78147 Vöhrenbach
saier-grieshaber@voehrenbach.de
Matthias Neininger
Stadt Vöhrenbach
Bauamtsleiter
Friedrichstrasse 8
78147 Vöhrenbach
neininger@voehrenbach.de
462
Seepage assessment in embankment dams using the
resistivity method
Beurteilung von Sickerwasser in Staudämmen mittels Anwendung der
elektrischen Widerstandsmessmethode
Pontus Sjödahl, Sam Johansson, Torleif Dahlin
Abstract
Seepage monitoring is fundamental for the safety of embankment dams. Resistivity
measurements have been carried out on two Swedish embankment dams on a long-term basis
aiming at evaluating the seepage. A methodology is presented for assessing seepage from
resistivity monitoring data from one of these dams. The methodology includes a qualitative
evaluation as well as an approximate quantitative approach.
Zusammenfassung
Die Überwachung des Sickerwassers ist fundamental wichtig für die Sicherheit von
Staudämmen. Elektrische Widerstandsmessungen wurden an zwei schwedischen Staudämmen
über einen längeren Zeitraum durchgeführt um deren Sickerwasseraufkommen zu evaluieren.
Eine Methodik zur Beurteilung von Sickerwasser, gewonnen aus Daten der elektrischen
Widerstandmessung eines dieser Dämme, ist hier dargestellt. Die Methodik beinhaltet sowohl
die qualitative Auswertung, als auch eine ungefähre quantitative Abschätzung.
1
Introduction
Methods for monitoring seepage are important for dam safety of embankment dams. Increased
seepage may be associated with internal erosion in the dam, and internal erosion is one of the
main reasons for dam failures. Internal erosion progresses inside the dam and is difficult to
detect by conventional methods. Therefore, there is a need for new or improved methods. The
resistivity method is a non-destructive method that may accomplish this task. It has been tried in
a research program in Sweden funded by the Swedish Power Association/ Elforsk. Daily
resistivity measurements are carried out on permanent installations at Swedish embankment
dams. This paper presents an example of how seepage can be assessed from long-term
resistivity measurements using data from Sädva embankment dam.
2
Seepage induced resistivity changes
All dams in their natural state experience some degree of seepage flow entering from the
reservoir. The properties of the reservoir water will thus affect the inner part of the dam.
Temperature and ion content are two characteristics of the seepage water that vary seasonally
in the reservoir. The latter is commonly expressed as total dissolved solids (TDS). The seasonal
variations in temperature and TDS in the reservoir water propagate with the seepage water and
cause a seasonal resistivity variation inside the dam. As the resistivity of the soil is affected by
463
temperature and ion content (measured as TDS), the signature of the seepage water may be
observed in the inner part of the dam by repeated resistivity measurements.
The seasonal variation of the absolute resistivity in the reservoir water is separated into two
parts when the seepage water passes through the dam. The solutes penetrate into the dam with
the pore velocity, while the temperature travels with the thermal velocity. The resistivity variation
in the dam is therefore a combined result of these two transport processes.
Two methods can be used for analyzing the variations. The first method analyses the time lag
between the resistivity variation in the reservoir and inside the dam. It is a simplified onedimensional method. The velocity is obtained directly from the lagtime and the length of the
seepage path. The second method assumes a concentrated seepage flow in a zone where the
seepage flow is much higher than in the surrounding parts. These methods are described in [2],
[3].
3
Seepage assessment at Sädva embankment dam
3.1
Sädva embankment dam
The Sädva dam is located in the upper part of the Skellefteälven River just south of the Arctic
Circle. The total length of the dam is 620 m, which is divided in a 210 m long main dam across
the old river channel and a 410 m long dyke along the old river channel (Figure 1). The
maximum height of the main dam is 32 m, but it is considerably lower for the dyke averaging
around 10 m. The main dam is a rock fill embankment dam with a slightly inclined central core
made of fine-grained glacial till (Figure 1). Annual water level variations are high, and these
variations constitute a complication in the evaluation of the measurements, but at least the
seasonal pattern is roughly the same from one year to another.
Figure 1: Plan and cross-section of the Sädva embankment dam.
3.2
Resistivity measurements
Data acquisition was carried out using a modified version of the ABEM Lund Imaging System,
which is a multi-electrode data acquisition system for resistivity surveying [1]. The fresh waters
of northern Scandinavia generally exhibit high resistivities. In the Sädva reservoir the resistivity
vary seasonally, roughly between 800 ȍm in winter and 600 ȍm in summer.
Electrodes are installed in the upper part of the dam core with 3 m separation on the main dam
and 6 m separation on the dyke. Daily measurements have been carried out on the electrodes
464
along the crests of both the main dam and the dyke. Prototype software has been developed
that automatically goes through the combined automatic routines for handling data from long
monitoring periods. These routines include filtering of data, inverting data and finally present
some statistical parameters for the whole period [3].
Results from the Sädva dyke over the period from 2001-09-20 to 2005-11-25 are presented in
Figure 2. The upper part of Figure 2 is the median of all inverted models over the monitoring
period and represents a rough overview of the spatial resistivity distribution. Anomalous zones
are of interest, and not much attention is paid to absolute values in the interpretation of data.
The lower part of Figure 2 represents the relative variation, calculated as the difference
between the maximum and the minimum value divided by the median value over the monitoring
period. This is a very rough statistical measure, but serves reasonably well as an indicator of
zones with high seasonal resistivity variations, which is the main interest.
Figure 2: Resistivity distribution and variation in parts of the Sädva embankment dam.
By evaluating the median resistivity model and the relative variation of the inverted models,
anomalies in space and time respectively are identified. These two concepts are fundamental
for interpretation of resistivity monitoring data.
Considerable variation in resistivity is seen along the dyke. Most obvious is the large differences
in the foundation, which is probably due to variation in rock type or rock quality in the underlying
rock. However, the clearly higher relative variation in the same area is indicating the presence of
a possible seepage path in the foundation. This seepage path is evaluated in the next section.
3.3
Seepage evaluation
Four different areas have been selected for seepage evaluation. The areas are all situated on
the same depths (+458 m) but on different distances along the dam. The chainages at 350 m,
375 m, 450 m and 510 m, also marked out in Figure 2, were selected for detailed seepage
evaluation. The selected areas are situated below the lowest retention level, in constantly
465
saturated soil. The dam geometry is almost identical in all areas, so a similar resistivity variation
should be expected at all four areas at similar seepage flow regimes. The first evaluation step is
just to compare those areas qualitatively, based on the result shown in Figure 2.
The area with the smallest resistivity variation, i.e. the lowest seepage, is at chainage 510 m,
where the annual variation is only about 12 % (Figure 3). No clear seasonal variation is found
although there seems to be higher values in the fall than in the spring. The largest resistivity
variation along the dyke is at chainage 450 m, with an annual variation about 75 %. The obvious
seasonal variation indicates a thermal response and thus significant signs of seepage flow. The
resistivity variation in the remaining two areas, chainage 350 m and chainage 375 m, exhibit
variations similar to those in chainage 510 m but slightly higher annual variations of 19 % and
32 % respectively.
Figure 3: Resistivity distribution and variation in parts of the Sädva embankment dam. Bedrock
level and foundation level are marked out.
Seepage flow rate estimations may also be performed from data from the examined areas,
using a methodology described in [2], [3]. Such analysis results in a seepage level at chainage
450 m of about 10-6 m3/s per m. This flow, even though it is approximately ten times higher than
in chainage 510 m, is fully acceptable. Such small flow rates will be difficult to detect using
conventional methods. The total seepage in the low-resistive area around chainage 450 m,
about 30 m long and 10 m high, will only be about 0.9 l/s.
4
Conclusions
A method for evaluating the seepage from resistivity monitoring data is tested for four selected
areas in the foundation of the Sädva dyke. Seasonal resistivity variations are apparent in the
reservoir as well as inside the dam. Most parts of the dam have a homogeneous resistivity
distribution with consistent variations. The four selected areas represent areas with low, via
intermediate to high variations in the seasonal resistivity variation. The areas are compared
466
qualitatively and thereby permeable zones within the dam may be identified. Quantitative
assessment of the seepage flow is also carried out as an initial test of the described method. It
is concluded that the experiences from the Sädva dam are valuable for the application of the
resistivity method on embankment dams. Moreover, resistivity monitoring data may well be used
to qualitatively assess the seepage situation of the dam. For quantitative assessment, the
method is promising and the data from the Sädva dam constitute an interesting initial approach.
However, many assumptions and simplifications are made and more work on refining the
method is needed.
Literature
[1]
Dahlin, T.: 2D resistivity surveying for environmental and engineering applications, First
Break 14, Issue 7, p. 275-283, 1996
[2]
Johansson, S.: Seepage monitoring in embankment dams, Doctoral Thesis, TRITA-AMI
PHD 1014, ISBN 91-7170-792-1, Royal Institute of Technology, Stockholm, p 49, 1997
[3]
Sjödahl, P.: Resistivity investigation and monitoring for detection of internal erosion and
anomalous seepage in embankment dams, Doctoral Thesis, ISRN LUTVDG/TVTG—
1017-SE, ISBN 978-91-973406-5-6, Lund University, Lund, p 86, 2006
Pontus Sjödahl, Ph.D.
HydroResearch AB
Box 1608
S-18316 Taby
Sweden
pontus.sjodahl@hydroresearch.se
Sam Johansson, Ph.D.
HydroResearch AB
Box 1608
S-18316 Taby
Sweden
sam.johansson@hydroresearch.se
Torleif Dahlin, Ph.D.
Engineering Geology, Lund University
Box 118
S-22100 Lund
Sweden
torleif.dahlin@tg.lth.se
467
Aktuelle Neubauprojekte der E.ON Wasserkraft Verändertes Umfeld und deren Auswirkungen
New projects of E.ON Hydropower Changed Environment and
its consequences
Karl-Heinz Straßer
Abstract
E.ON Wasserkraft GmbH (E.ON Hydropower Ltd.) is currently planning the construction of 6
new run-of-river hydropower plants. Due to heavily changing boundary conditions in the
construction industry and in turbine manufacturing in particular now the realization of these
projects is facing difficulties with regard to scheduling and profitability. This is having effects on
current and future projects.
Zusammenfassung
Die E.ON Wasserkraft GmbH plant derzeit die Errichtung von sechs neuen Laufwasserkraftwerken. Begründet durch die stark veränderten Rahmenbedingungen in der Bauwirtschaft
und insbesondere bei den Turbinenlieferanten treten nun aber für die Realisierungsphase
Probleme hinsichtlich der Terminplanung und der Wirtschaftlichkeit auf. Dies führt zu
Auswirkungen auf die aktuellen und zukünftigen Projekte.
1
Allgemeines
In den vergangenen Jahren wurden durch die E.ON Wasserkraft GmbH (EWK) mögliche
Ausbaupotentiale von Laufwasserkraftanlagen geprüft. Als Teilergebnis dieser Prüfung ist
derzeit die Errichtung von vier neuen Laufwasserkraftanlagen (KW) am Inn und zwei Anlagen
an der Isar geplant. Fünf der KW sollen dabei unmittelbar neben bereits vorhandenen Anlagen
errichtet werden und dienen zur Abarbeitung des noch verfügbaren Wasserdargebotes. Ein KW
ist am Anfang einer Ausleitungsstrecke gelegen und dient zur Abarbeitung der abzugebenden
Restwassermenge.
2
Kurzvorstellung der Projekte
Die technischen Daten der geplanten Kraftwerke, der aktuelle Projektstand sowie die
vorgesehene terminliche Realisierung sind der Tabelle 1 zu entnehmen (Tabelle 1).
3
Genehmigungsverfahren
3.1
Genehmigungsverfahren
Für die neuen KW erfolgte die Genehmigung auf der Grundlage einer wasserrechtlichen
Bewilligung sowie nach Baurecht. Parallel dazu erfolgte für die KW eine allgemeine Vorprüfung
des Einzelfalls gem. § 3 d UVPG sowie eine FFH-Vorprüfung. Erschwerend kam hinzu, dass im
468
November 2006 die nachträgliche Durchführung der speziell artenrechtlichen Prüfung (saP)
gefordert wurde.
Tabelle 1: Technische Daten und Projektstand der Triebwerke (Mai 2007)
KW
Oberföhring
KW
Gottfrieding
KW
Wasserburg KW Gars
KW
Teufelsbruck
KW
Jettenbach
Fluss
Isar
Isar
Inn
Inn
Inn
Inn
Mittlere
Nettofallhöhe
5m
5,9
7,4
7,1
6,8 m
ca. 8 m
Ausbauleistung
1 MW
5,0 MW
5,0 MW
5,0 MW
5,0 MW
5 MW
Ausbauwassermenge
21 m³/s
95 m³/s
100 m³/s
100 m³/s
100 m³/s
ca. 90 m³/s
Turbine
Kaplan
KaplanRohrturbine
KaplanRohrturbine
KaplanRohrturbine
KaplanRohrturbine
noch offen
Turbinenlieferant
Fa. Jank
VA-Tech
VA-Tech
--
--
noch offen
Turbinenanzahl
1
1
1
1
1
noch offen
Turbinendurchmesser
2,25 m
3,65 m
3,65 m
3,65 m
3,50 m 3,70 m
noch offen
Jahresarbeit
6,5 GWh
42,7 GWh
43,8 GWh
43,7 GWh
43,8 GWh
noch offen
Mehrerzeugung
zur Altanlage
--
26,6 GWh
12,8 GWh
11,9 GWh
12,8 GWh
noch offen
Projektkosten
gesamt
3,2 Mio.
EUR
16,2 Mio.
EUR
15,4 Mio.
EUR
15,5 Mio.
EUR
18,7 Mio.
EUR
noch offen
Genehmigungsdauer
32 Monate
11 Monate
16 Monate
12 Monate
Verfahren
läuft
noch offen
Ausschreibung fertig
Projekt
gestoppt
Planungsphase
Projektstand
(05/2007)
in der
Ausführung
Auftrag
vergeben
Auftrag
vergeben
Angebote
liegen vor
Projekt
gestoppt
gepl. Baubeginn
April 2007
November
2007
Februar
2008
--
--
noch offen
gepl.
Inbetriebnahme
März 2008
März 2009
Juli 2009
--
--
noch offen
Die Genehmigungsverfahren (GV) dauerten zwischen 11 und 32 Monate. Gegenüber der
ursprünglich angestrebten Dauer von 6 Monaten ergaben sich somit erhebliche Verzögerungen,
die aber jeweils unterschiedliche Gründe hatten.
469
Beim KW Oberföhring (OFÖ) ergab sich eine Verzögerung von alleine einem Jahr bis die Frage
nach der Erfordernis einer UVP abschließend geklärt werden konnte. Trotz gegenteiliger
Entscheidung durch das Landratsamt wurde durch die Stadt nach Einreichung der
Antragsunterlagen weiter an der Forderung nach einer UVP festgehalten, was letztendlich zum
Stillstand des GV führte. Weitere fünf Monate dauerte es bis zum Vorliegen der Stellungnahme
der Stadt zum Thema „Immissions-, Natur- und Landschaftsschutz“. Eine weitere Verzögerung
von fünf Monaten ergab sich daraus, dass 16 Monate nach Einreichung der Antragsunterlagen
plötzlich die Zuständigkeit der Genehmigungsbehörde in Frage stand. Dies führte zu einer
weiteren Verzögerung von fünf Monaten. Das diese erheblichen Störungen im GV zu nicht
unerheblichen Kostenerhöhungen für die Errichtung des KW geführt haben ist selbstredend.
Bei den anderen KW ergaben sich die Verzögerungen primär durch einen sehr zeitaufwendigen
Abstimmungsbedarf mit der Fischerei. Dies verbunden mit der Haltung der Genehmigungsbehörde, vor Bescheidserstellung eine einvernehmliche Lösung durch die EWK mit der
Fachberatung für Fischerei herbeizuführen.
3.2
Belange der Fischerei
Während für das KW OFÖ die Abstimmung mit der Fachberatung für Fischerei in sehr kurzer
Zeit einvernehmlich durchgeführt werden konnte, ergaben sich bei einem anderen KW zum Teil
erhebliche Abstimmungsprobleme. Dies begründet insbesondere durch Forderungen wie z.B.
Einbau einer Fischabstiegshilfe, Beschickungsmenge für die Fischaufstiegshilfe in Höhe von 1,6
m³/s, Rechenweiten von 20 mm, Anströmungsgeschwindigkeit von 0,5 m/s vor Rechen, Einbau
einer fischfreundlichen Turbine etc.
Zusammenfassend ist festzuhalten, dass für die geplanten KW sehr unterschiedliche
Forderungen durch die Fischerei gestellt wurden, die sich sogar entlang eines Flusses erheblich
unterschieden.
3.3
Öffentlichkeit
Auch im Bereich der Öffentlichkeit ergaben sich erhebliche Unterscheidungen im Rahmen der
GV.
Für das KW OFÖ ergaben sich massive Widerstände durch die Anwohner gegen den geplanten
Bau, die sich in mehreren Klagen gegen den Wasserrechtsbescheid äußerten. Der Baubeginn
wurde auf der Grundlage des durch die EWK beantragten sofortigen Vollzugs durchgeführt. Die
Klage gegen den Bescheid ist noch nicht abschließend geklärt.
Auf der Grundlage der Erfahrungen beim KW OFÖ wurden für die anderen KW nach Vorlage
der Vorplanung Informationsveranstaltungen für die Anwohner durchgeführt.
Die Anwohner entwickelten dabei zum Teil sehr kostenintensive Wünsche in Verbindung mit der
Errichtung der KW, wie Bau einer Fuß- und Radfahrerbrücke, Durchführung von Hangsicherungsmaßnahmen gegen Hochwasserschäden außerhalb des Unterhaltsbereichs der EWK
sowie Öffnung der Wehrübergänge für die Öffentlichkeit. Größere Störungen für die
Genehmigungsverfahren ergaben sich daraus aber nicht.
470
4
Ausschreibungsverfahren
Für das KW Oberföhring wurde eine konventionelle Ausschreibung getrennt nach den
Gewerken Bau sowie Maschinen- und Elektrotechnik inklusive Stahlwasserbau durchgeführt.
Als Vergabeart für die anderen KW wurde das Verhandlungsverfahren mit vorgeschaltetem
Teilnahmewettbewerb gewählt. Die Vergabe der Arbeiten erfolgte dabei im Rahmen einer
Funktionalausschreibung (FA) an einen Totalunternehmer (TU), der neben der Errichtung auch
für die Planung verantwortlich ist. Ergänzend wurde bei den Bietern die Übernahme des
Baugrundrisikos angefragt.
Der Weg der FA wurde gewählt, da nur das Ziel „Errichtung eines Kraftwerks“ und nicht der
Weg dorthin vorgegeben werden sollte. Des Weiteren wurde mit der FA verbunden, dass keine
Einengung der Bieter im Rahmen der Angebotsphase durch die Vorgabe eines Amtvorschlags
erfolgt, dass terminliche und preisliche Optimierungen infolge der geplanten Vergabe von drei
Triebwerken in das Angebot einfließen, dass ein größerer Wettbewerbsdruck für die
Turbinenlieferanten entsteht und somit insgesamt eine wirtschaftlichere Lösung erwartet wurde.
Ergänzend führt die FA zu einer sehr hohen Nachtragssicherheit, da das Bestands-, Planungsund Massenrisiko sowie das Risiko für die Vollständigkeit der geplanten und durchzuführenden
Maßnahmen beim TU liegt. Des Weiteren ergibt sich durch die Vergabe des Baugrundrisikos an
den TU ebenfalls eine sehr hohe Nachtragssicherheit.
Zusammenfassend ist festzuhalten, dass sich für die TU im Rahmen der Angebotsphase die
Zusammenarbeit mit den Turbinenlieferanten insbesondere unter dem Aspekt der Lieferung der
technischen Randbedingungen mit ausreichender Vorlaufzeit als schwierig herausstellte.
5
Auswirkungen der veränderten Rahmenbedingungen
Begründet durch die seit Mitte 2006 stark veränderten
Rahmenbedingungen in der Bau-
wirtschaft und insbesondere bei den Turbinenlieferanten treten nun für die Realisierungsphase
terminliche und kostentechnische Probleme auf, die im Folgenden erläutert werden. Eine
wesentliche für den Bauherrn ungünstige Marktsituation ergibt sich insbesondere bei den
Turbinenherstellern im 5 MW Bereich. Hier gibt es in Europa eigentlich nur noch zwei auf dem
Markt präsente Anbieter, die entsprechende Referenzen aufweisen können.
5.1
Lieferzeiten und Termine
Infolge der sehr hohen Auslastungsgrade in der Fertigung der Turbinenhersteller haben sich die
Lieferzeiten gegenüber dem ursprünglichen Projektansatz von 14 auf 21 Monate verlängert.
Des Weiteren konnte der ursprüngliche Ansatz, die KW nahezu zeitgleich in Betrieb zu nehmen,
nicht mehr realisiert werden. Bei gleichzeitiger Vergabe an einen Turbinenlieferanten ergab sich
eine zeitliche Differenz von mindestens 3 Monaten zwischen den einzelnen Terminen für die
Inbetriebnahme.
5.2
Kosten
Die Kostenentwicklung für die einzelnen KW von den Kostenberechnungen bis hin zu den
Ausschreibungsergebnissen ist der Tabelle 2 zu entnehmen (Tabelle 2).
471
Tabelle 2: Kostenentwicklung der Triebwerke
KW
Oberföhring
KW
Gottfrieding
KW
Wasserburg
KW Gars
KW Teufelsbruck
Kostenberechnung
auf Basis der
Genehmigungs2,4 Mio.
planung (10/05)
EUR
11,4 Mio.
EUR
11,4 Mio.
EUR
11,9 Mio.
EUR
12,7 Mio. EUR
Gesamtkosten auf
Basis der
Ausschreibungs3,2 Mio.
ergebnisse (04/07) EUR
16,2 Mio.
EUR
15,4 Mio.
EUR
15,5 Mio.
EUR
18,7 Mio. EUR
(hochgerechnet)
Zusammenfassend ist festzuhalten, dass sich Kostensteigerungen für die Gesamtkosten in
Höhe von rund 35 bis 50 % gegenüber der Kostenberechnung ergeben haben. Bezogen auf die
Gewerke ergaben sich für den bautechnischen Teil Steigerungen in Höhe von ca. 30 %, die
insbesondere den Spezialtiefbau betreffen, für den Stahlwasserbau in Höhe von ca. 20 % und
für die Turbine in Höhe von ca. 85 %.
5.3
Auswirkungen auf die Realisierung
Auf der Grundlage der Ausschreibungsergebnisse ergab sich für die EWK ein zwingender
Handlungsbedarf die Kosten für die KW deutlich zu reduzieren. Die Bieter wurden gebeten,
mögliche Einsparpotentiale zu erarbeiten sowie die angebotenen Preise für die Turbinen kritisch
zu prüfen. Dies führte jedoch insgesamt nicht zu den erhofften Einsparungen.
Infolge der sehr hohen Kosten ist somit für das KW Gars eine Errichtung zum derzeitigen
Zeitpunkt unter der jetzigen Marktsituation nicht mehr wirtschaftlich realisierbar. Das Projekt
wurde daher gestoppt.
Hinsichtlich dem KW Teufelsbruck ist festzuhalten, dass ein wirtschaftliches Angebot zum
derzeitigen Zeitpunkt ebenfalls nicht zu erwarten ist. Das Projekt wurde ebenfalls gestoppt.
Inwieweit für das geplante KW Jettenbach eine wirtschaftliche Realisierung möglich ist, kann
erst nach dem Vorliegen der Vorplanung abgeschätzt werden.
Die Beauftragung zum Bau der KW Gottfrieding und Wasserburg erfolgte im Mai 2007.
6
Gegensteuerungsmaßnahmen und Ausblick
Mit der Entscheidung die KW Gars und Teufelsbruck unter den derzeitigen wirtschaftlichen
Randbedingungen nicht zu bauen, setzt die EWK ein Zeichen, dass sie nicht bereit ist, der
derzeitigen Marktsituation bedingungslos zu folgen.
Da die EWK an dem Bau der KW Gars, Teufelsbruck und Jettenbach jedoch sehr großes
Interesse hat, müssen entsprechende Lösungen gefunden werden, die eine Realisierung
ermöglichen.
472
Als eine Möglichkeit wird darüber nachgedacht, für diese KW eine Vergabe auf der Grundlage
einer konventionellen Ausschreibung durchzuführen. Damit soll erreicht werden, dass sich die
Angebotssummen um die Risikozuschläge aus der FA entsprechend reduzieren. Eventuell
müssen wir auch unsere technischen Anforderungen an die Anlagen überprüfen.
Ein weiterer und sehr wichtiger Lösungsansatz für die EWK wäre, dass Turbinenhersteller, die
bisher hauptsächlich im Bereich 1 bis 3 MW tätig waren, ihr Leistungsspektrum auch auf den
Bereich 5 MW ausweiten. Da dies jedoch für die Turbinenhersteller einen sehr großen Sprung
bedeutet, insbesondere hinsichtlich der Laufraddurchmesser, sind durch diese entsprechende
Vorleistungen zu erbringen, wie z.B. die Durchführung von entsprechenden Modellversuchen
zum Laufraddesign. Diese Vorleistungen sind erforderlich, um die Sicherheit für beide Seiten
hinsichtlich Funktionsfähigkeit und Wirkungsgrad zu gewinnen. Die Beherrschung der
Gesamtkonstruktion insbesondere im Hinblick auf dynamische Lastwechsel, Schwingungen etc.
ist dabei ebenso wichtig.
Die EWK ist gerne bereit mit den Herstellern, die für diesen Weg offen sind, gemeinsam die
dafür erforderlichen Punkte zu diskutieren. Die EWK ist sich sicher, dass neue Wege die
Realisierung der anderen geplanten KW ermöglicht.
Dipl.-Ing. Karl-Heinz Straßer
Luitpoldstraße 27
84034 Landshut
karl.heinz.strasser@eon-energie.com
473
Talsperren im Karstgebirge Jordaniens
Dams in the Karst Mountains of Jordan
Theodor Strobl, Roland Hoepffner, Tobias Hafner
Abstract
New locations for dams are rare. Therefore dams have to be customized in a way to meet the
most recent standards of dam technology in difficult given environments. This article deals with
foundation problems shown exemplarily for the 80 m high Al-Wehda RCC dam which is being
built at the moment and the sealing problems that occurred after the first impoundment of Mujib
dam, a combination of RCC and earth fill dam with a height of 60 m.
Zusammenfassung
Um mögliche Standorte für Talsperren zu erschließen, versucht man unter Zugrundelegung
neuester Erkenntnisse die Talsperren oftmals schwierigen Verhältnissen anzupassen. In
diesem Beitrag werden Gründungsprobleme am Beispiel der momentan im Bau befindlichen AlWehda RCC-Mauer von 80 m Höhe und die Probleme bei der Abdichtung des Gebirges nach
dem ersten Einstau der Mujib Talsperre, eines aus RCC-Mauer und Steinschüttdamm
bestehenden Kombibauwerkes mit 60 m Höhe, behandelt.
1
Talsperrenbau in Jordanien
Im größten Teil des etwa 90.000 km² großen Jordaniens herrscht kontinentales Wüstenklima.
Lediglich ein Anteil von 5% der Gesamtfläche ist landwirtschaftlich nutzbar, wobei intensive
Bewässerung großteils Voraussetzung dazu ist. Entsprechend groß ist die Herausforderung, die
5,3 Mio. Einwohner sowohl mit Nahrungsmitteln als auch mit Trinkwasser zu versorgen. Sowohl
oberflächennahe Grundwasserreservoirs als auch fossile Grundwasserspeicher sind aufgrund
exzessiver Nutzung für Trinkwasser und zur Bewässerung nahezu erschöpft bzw. versalzen [1].
Aus diesen Gründen entstanden seit den 70er Jahren 22 neue Talsperren mit einem Speichervolumen von insgesamt etwa 252,5 Mio. m³ [2]. Die RCC Staumauer Al-Wehda mit 80 m Höhe
und einem Speichervolumen von 110 Mio. m³, befindet sich gerade in Bau.
2
Gründung von Gewichtsmauern bei steilen Talflanken
2.1
Standsicherheit von Gewichtsmauern bei steilen Talflanken
Untersucht man die Gleitsicherheit einer Gewichtsmauer, so wählt man lehrbuchgemäß einen
Querschnitt in Talmitte und eine horizontale Gründungsfläche, setzt die rückhaltenden Kräfte,
also die Reibungskräfte und evtl. noch eine Kohäsion, ins Verhältnis zu den horizontalen
Wasserlasten als angreifende Last und weist nach, dass noch mächtige Sicherheitsreserven
vorliegen (Bild 1a). Dies ändert sich, wenn man die „von den Gesetzgebern und Normenfreunden meist stillschweigend als horizontal vorausgesetzte Gründungsfuge“ (Zitat aus „Der
Felsbau“ – Von L. Müller-Salzburg [3]) um den Winkel D gedreht denkt (Bild 1b). Der
hydrostatisch wirkende Sohlwasserdruck S bekommt eine größere Angriffsfläche und nimmt mit
474
1/cos(Dzu. Dagegen darf von der Gewichtskraft G nur noch der senkrecht zur Fuge
angreifende Anteil angesetzt werden. Mit zunehmendem Winkel D vergrößert sich also der
Sohlwasserdruck S und verringert sich der Gewichtskraftanteil auf der Sohlfuge. Überträgt man
dies auf einen Block in der Talflanke (Bild 1c) und vernachlässigt die Hangabtriebskräfte, so
stellt man fest, dass selbst für geringe Böschungsneigungen mit dieser klassischen Mauerstatik
kein Gleichgewicht mehr nachgewiesen werden kann. Die Gleitsicherheit muss somit im
Mauerverbund nachgewiesen werden. Die Blöcke in den Talflanken hängen sich an die
Nachbarblöcke. Die Blöcke in Talmitte müssen zusätzlich horizontale Kräfte aus den Talflanken
aufnehmen (Bild 1d). Die klassische 2-D-Gleitsicherheitsbetrachtung in Talmitte liefert
demnach für steile Täler viel zu optimistische Sicherheiten, da hier die Kräfte aus den Flanken
vernachlässigt werden. Lombardi [4] stellt einen Ansatz vor, in dem er die fehlenden
rückhaltenden Kräfte der Blöcke in den Flanken sukzessive an die Nachbarblöcke bis in
Talmitte übergibt. Anhand eines Beispiels zeigt er eindrucksvoll, wie sich die Gleitsicherheiten
im Vergleich zur klassischen Anschauung reduzieren. In seinen Ausführungen zeigt Lombardi
weiter, wie die Gleitsicherheit von der Breite des Mittelblocks abhängt. Dieser besitzt bei
schmalen Tälern zu geringe Reserven um die fehlenden rückhaltenden Kräfte der Blöcke aus
den Flanken aufzunehmen. Für weitere Details wird hier auf die entsprechende Veröffentlichung
verweisen [4]. Festzuhalten bleibt, dass der klassische Gleitsicherheitsnachweis in der Talmitte
zu hohe Sicherheiten wiedergibt und der Beherrschung des Sohlwasserdrucks in steilen
Talflanken aufgrund der größeren Angriffsfläche besondere Bedeutung zukommt.
Bild 1:
Schemaskizze zur Gleitsicherheit von Mauerblöcken
Diese Thematik betrifft die Talsperre Al-Wehdah in Jordanien, welche sich einerseits im
durchlässigen Karstgebiet befindet und andererseits auf steilen Talflanken gegründet ist. Die
Übertragung der im Flankenbereich von den jeweiligen Blöcken nicht aufnehmbaren Horizontalkräfte zu den Blöcken in Talmitte erfolgt durch deren gegenseitige Verdübelung (shear lock,
475
Bild 1d). Entsprechend der unterschiedlichen Geologie und Topographie beträgt der Abstand
der Blockfugen zwischen 15 und 30 m.
2.2
Versagensfälle von Talsperren an Talflanken
Im Folgenden werden zwei der größten Schadensfälle von Gewichtsmauern, die auf Probleme
in den Talflanken zurückzuführen sind, erläutert.
St. Francis-Mauer, USA
Am 12. März 1928 versagte die 59 m hohe gekrümmte Gewichtsmauer St. Francis nahe Los
Angeles im US-Bundesstaat Kalifornien kurz nach ihrem ersten Vollstau [5]. Wie in Bild 2
eindrucksvoll zu sehen ist, blieb der Mittelteil der Mauer nur leicht verschoben stehen, während
Mauerteile aus den Flankenbereichen bis zu mehrere hundert Meter talabwärts gespült wurden.
Die Gründe des Versagens konnten erst viele Jahrzehnte nach dem Unglück endgültig geklärt
werden [6]. Im Vordergrund der Unglücksursachen stand der damals noch äußerst bescheidene
Wissensstand bezüglich des Baus von Betonstaumauern (Temperaturbedingte Risse, keinen
Kontrollgang, fehlende Untergrundabdichtung, unzureichende geologische Untersuchungen,
unplanmäßige Designänderungen, Ignorierung des Sohlwasserdrucks, usw.). Neben mangelnder Kippsicherheit und einer folglich aufgetretenen klaffenden Fuge im Mittelteil der Mauer
konnte ein großer Teil des Versagens auch auf Probleme in den steilen Talflanken und deren
Geologie zurückgeführt werden. So wurde die linke Seite der Mauer auf eine alte Hangrutschung gegründet, welche aus gebrochenem Schiefer bestand und sich in Talmitte abstützte.
Wahrscheinlich wurde der Bruch auch von einem zu hohen Sohlwasserdruck ausgelöst; da kein
Drainagestollen vorhanden war, konnte der Sohlwasserdruck in den steilen Talflanken nicht
entlastet und kontrolliert werden. Dieses Problem wurde erst nach dem Versagen der
Bogenstaumauer Malpasset in Frankreich 1959 auch mit der St. Francis-Mauer in Verbindung
gebracht. Auch hier konnte sich beim ersten Vollstau der Wasserdruck ungehindert in dem
seitlichen Widerlager im Fels aufbauen, was schließlich zum plötzlichen Bruch der Staumauer
beim ersten Vollstau führte.
Auch wenn bei diesem Unglück das Versagen der Talsperre nicht alleine auf die
Fehleinschätzung der steilen Talflanken zurückgeführt werden kann, so waren diese doch die
anfälligsten Bereiche.
Bild 2:
Camara-Mauer (links) und St. Francis-Mauer (rechts)
476
Camara-Mauer, Brasilien
Obwohl die erst 2002 fertig gestellte, 50 m hohe RCC Staumauer Camara im Staat Paraíba in
Brasilien scheinbar nach den Regeln der Technik errichtet wurde, versagte sie bei ihrem ersten
Vollstau am 17. Juni 2004. An der linken Talflanke hatte sich im Aufstandsbereich ein enormes
Loch gebildet welches wenige Stunden später zum Einsturz der Mauer führte (Bild 2). Als
Versagensgrund wird von einem nicht näher beschriebenen Konstruktionsfehler ausgegangen.
Die Untersuchungen sind zu diesem Zeitpunkt noch nicht abgeschlossen. Es ist zu vermuten,
dass mangelhafte Gründung verbunden mit zu hohem Sohlwasserdruck mit ursächlich für den
Schadensfall gewesen sind.
Den Böschungen werden nach Einschätzung der Autoren oft zu wenig Bedeutung eingeräumt.
So wird die statische Berechnung von Gleit- und Kippsicherheit aller Talsperren lediglich in
Talmitte angesetzt, obwohl bei einer 3D-Betrachtung der Kräfteverläufe in den einzelnen
Blöcken die Blöcke im Bereich der Böschungen aufgrund des schräg angreifenden
Sohlwasserdruckes von größerer Bedeutung sind.
3
Untergrundabdichtung im Karstgebirge
In Deutschland wird in wohl überlegten Stauabschnitten der Probestau mit Beharrungsphasen
durchgeführt. Nach Fertigstellung der 60 m hohen Mujib-Talsperre wurde der Vollstau
entsprechend dem vorhandenen Zufluss in nur zwei Abschnitten erreicht. Bei der zweiten
„Probestaustufe“ betrug der Anstieg des Wasserspiegels durch ein Hochwasser innerhalb von
zwei Tagen 25 m und erreichte damit das Stauziel der Anlage. Parallel stieg das eilig
gemessene Sickerwasser auf der rechten Talflanke von wenigen Litern pro Sekunde auf über
200 l/s an.
Die Sickerwassermenge allein gab nicht Anlass zur Sorge. Wegen des Anschlusses der
Dammschüttung an die RCC-Zentralmauer und der relativ steilen Flanke war die Gefahr der
Gewölbebildung nicht auszuschließen (Bild 3). Durch eine räumliche Gewölbebildung kann die
Normalspannung im Dammkern unter den Wasserdruck abfallen; in diesem Fall bestünde die
Gefahr des „hydraulic fracturing“ Eine Auswertung der Erddruck- und Porenwasserdruckgeber,
die in diesem Dammquerschnitt eingebaut waren, bestätigte zunächst die Befürchtung.
Allerdings ergaben sich bei der Überprüfung des Einbaues des Erddruckgebers Randbedingungen, die die Auswertung der Erddrücke praktisch wertlos machten; die Geber waren in einer
bis zu einen Meter tiefen Grube eingebaut und so kam es zu einer erheblichen Abschirmung
des tatsächlich wohl vorhandenen vertikalen Erddruckes. Da auch das Sickerwasser klar war,
kam man nach eingehenden Untersuchung zu der Überzeugung, dass es sich nur um eine
Umströmung und / oder Durchströmung der vorhandenen Felsabdichtung handeln konnte.
Im vorliegenden Fall handelt es sich um eine Gründung des Dammes auf stark klüftigem
Kalkstein, der durch eine Zementinjektion abgedichtet worden war. Die nachträgliche Auswertung der Injektionsprotokolle ergab jedoch, dass bereichsweise die Zementaufnahmen von den
Primär- zu den Sekudärbohrungen zwar zurückgingen, die Tertiärbohrungen in einem Abstand
von 1,5 m jedoch wieder deutlich mehr Aufnahmen an Injektionsgut zeigten. Eine Überprüfung
der Bohrlochabstände ergab weiterhin, dass in einigen Bereichen, in denen dichter Fels zu
vermuten war, von einem systematischen Bohrlochraster aus Einsparungsgründen Abstand
genommen wurde.
477
Bild 3:
3D-Gewölbewirkung im Dammkern in der Nähe des RCC-Dammes Mujib
Die Injektionsabfolge, nach der in der dritten Serie die Aufnahmen an Injektionsgut wieder
anstiegen, ist ein deutlicher Hinweis darauf, dass Hohlräume im Fels vorhanden sind. Bei der
Gefahr von Hohlräumen im Fels ist es jedoch unerlässlich, durch systematisches Abbohren und
dem Anwenden eines entsprechend hohen Injektionsdrucks diese auch zu finden und
abzudichten.
Durch die zweifelsfrei bei der Abdichtung vor dem Einstau nicht erreichten und abgedichteten
großen Klüfte und Hohlräumen suchte sich das Wasser sehr schnell den Weg und spülte
weitere Klüfte frei. Bestätigt wird diese Annahme auch durch die hohe Aufnahme an
Injektionsgut bei der Nachinjektion. Es zeigte sich, dass zwischen 2,5 m und 4 m unter dem ca.
50 m langen Bereich des Kontrollgangs bis zu 3 140 kg Zement pro Meter Bohrung
aufgenommen wurden. Insgesamt wurden in dem schon bestehenden Injektionsschleier
nochmals 240 000 kg Zement verpresst, was einem Volumen von 240 m³ gleichkommt. Leider
lagen keinerlei Aufzeichnungen über das jeweilige Verhältnis von Aufnahme in l/min und dem
dazugehörigen Druck (= Eindringfähigkeit des Injektionsgutes) vor, nach denen eine Unterscheidung in Kluftverpressung und Hohlraumverfüllung möglich gewesen wäre. Das vergleichsweise sehr hohe Verpressvolumen erklärt sich wohl aus der Tatsache, dass unter Vollstau
große Klüfte injiziert und vermutlich auch Hohlräume verfüllt wurden. Durch den Stauwasserdruck wurde das Injektionsgut sicher auch viele Meter außerhalb des eigentlichen
Injektionsschleiers verfrachtet. Die große Mächtigkeit des Abdichtungsschirmes ist jedoch auch
eine zusätzliche Sicherheit gegen weitere Ausspülungen.
Nach Abschluss der zweiten Phase der Injektionsarbeiten ging die Sickerwassermenge wieder
auf wenige Liter pro Sekunde zurück. Der Damm ist nun schon seit über zwei Jahren praktisch
im Vollstau und die Sickerwassermenge hat sich nicht mehr erhöht. Damit dürfte auch die
Möglichkeit des „hydraulic fracturing“ auszuschließen sein. Es wurde jedoch vorgeschlagen, ein
entsprechendes Meßsystem zu installieren, mit dem mögliche Durchsickerungen im Kern sehr
schnell erkannt werden können. Weiterhin wird durch die Anordnung von Piezometern unterstromig vom Kontrollgang der Abbau des Staudruckes ständig kontrolliert. Es ist nach wie vor
ein deutlicher Druckabbau hinter dem Injektionsschirm festzustellen. Auffallend ist dabei, dass
478
der Druckabbau in dem stark durchlässigen Karak Limestone mit im Mittel 50 bis 75 % wesentlich stärker ist als im weniger durchlässigen Fuhays Shale (25 %).
4
Die Beispiele zeigen sehr deutlich, dass jede Talsperre letztlich eine Maßanfertigung an die
besonderen Randbedingungen darstellt und eine unkritische Übertragung aus Erfahrungen aus
anderen Regionen zu großen Problemen hinsichtlich Sicherheit und Finanzierung führen kann.
Da eine Nachfinanzierung von ergänzenden Maßnahmen nach dem Bau bei Talsperren, die
durch einem Fonds aus Drittländern finanziert werden, äußerst schwierig ist, können bei erst
während des Einstaus erkannten Problemen auch Sicherheitsrisiken entstehen.
Literatur
[1]
Aufleger, M., Strobl, Th., Hoepffner, R. (2004): Technical Aspects of Groundwater
Recharge. In: Proceedings of the International Workshop, Water- a Crucial Object in the
Middle East and North Africa, 28. – 30. November, 2004 in Irbid, Jordanien
[2]
Checchi & Company Consulting, DevTech Systems: Evaluation of USAID / Jordan’s
strategic Objective 2: Improved Water Resources Management, final report prepared for
USAID (2003)
[3]
Müller-Salzburg, L.: Der Felsbau – Zweiter Band, Teil A: Felsbau über Tage, 2. Teil:
Gründungen, Wasserkraftanlagen. Ferdinand Enke Verlag Stuttgart 1992
[4]
Lombardi, G.: 3-D analysis of gravity dams. In: Hydropower & Dams (2007), Heft 1, S. 98102.
[5]
Jansen, R.B.: Advanced dam engineering for design, construction, and rehabilitation
(1988), Springer Verlag
[6]
Rogers, J.D.: Lessons Learned from the St. Francis Dam Failure. In: Geo-Strata,
März/April 2006, S. 14-17.
Prof. Dr.-Ing. Theodor Strobl
Joseph-Haas-Weg 35
80290 München
th.strobl@bv.tum.de
Dipl.-Ing. Roland Hoepffner
Dipl.-Ing. Tobias Hafner
Lehrstuhl und Versuchsanstalt für
Wasserbau und Wasserwirtschaft
Arcisstraße 21
80333 München
r.hoepffner@bv.tum.de
t.hafner@bv.tum.de
479
Nationales Baukulturdenkmal „Linachtalsperre“ in
Vöhrenbach - Wiederherstellung aus Sicht des Eigentümers
National Monument of Construction „Linach Dam“, Vöhrenbach Reconstruction from the point of view of the owner
Robert Strumberger, Regina Saier-Grieshaber
Abstract
10 years before, there were hardly some persons who believed in the possibility: From
„Controlled decline“ to reactivation according to DIN 19 700. “The most complex reconstruction
of dam in Germany at present.” After attempts in the past without success, the town-government
of Vöhrenbach (4100 inhabitants) forcefully pursues since 1998 the project of rehabilitation the
Linachtalsperre with the result, that in 2006/07 the rehabilitation could be fulfilled. The vision of
a symbiosis of protection of monuments, generating renewable energy, protection of climate
(avoid of CO2), local recreation, ecology and “gentle” tourism was and is getting reality by high
efforts of local action groups, technical and scientific know-how and corresponding bureaucratic
and financial expenditure, financial aid from the FRG, the State of Baden Wuerttemberg,
donations, sponsors, and, last but not least, the little Black-Forest town of Vöhrenbach.
Zusammenfassung
Vor 10 Jahren hat es noch kaum jemand für möglich gehalten: Vom kontrollierten Zerfall zur
Reaktivierung nach der DIN 19 700. „Derzeit komplexeste Staumauersanierung in Deutschland.“ Nach erfolglosen Anläufen in der Vergangenheit verfolgt die Stadt Vöhrenbach (4100
EW) das Sanierungsprojekt Linachtalsperre seit 1998 mit Nachdruck, so dass in 2006/2007 die
Sanierung realisiert werden konnte. Die Vision einer Symbiose aus Denkmalschutz, Erzeugung
regenerativer Energie, Klimaschutz (CO2-Vermeidung), Naherholung, Ökologie und sanftem
Tourismus wurde und wird unter Einsatz von großem bürgerschaftlichen Engagement, hohem
technischen und wissenschaftlichen Know-How und entsprechendem bürokratischen und
finanziellen Aufwand, Finanzmitteln von Bund, Land, Stiftungen, Sponsoren und nicht zuletzt
der kleinen Schwarzwaldstadt Vöhrenbach Wirklichkeit.
1
Historie, Projektentwicklung (Kurzübersicht)
1921 erfolgte der Beschluss der Stadt Vöhrenbach, die erste Vielfachbogenstaumauer in
Deutschland im idyllischen Tal der Linach, einem Seitental der Gemarkung Vöhrenbach, zu
errichten, um die im Ort aufkommende Industrialisierung von den ständigen Stromabschaltungen unabhängig zu machen. Unter schwierigsten technischen und finanziellen Umständen
(Inflation, Notgeld, Sonderholzhiebe im Stadtwald) sowie überaus hohen menschlichen Anforderungen wurde das Bauwerk 1923 vollendet und das Kraftwerk in Betrieb genommen, das bis
Ende der 1960er Jahre seinen Dienst versah, bis es aus Gründen der Unwirtschaftlichkeit
(Allgemeine Umorientierung in der Energiegewinnung, unübersehbare Sanierungskosten)
stillgelegt wurde. (Bild 1, Linachtalsperre Luftseite, vor Betonsanierung) Der Stausee wurde
480
1988 abgelassen. Behördliche Zweifel an der Standsicherheit mündeten 1994 in der Schließung
der Mauerbrüstung. Der „kontrollierte Zerfall“ wurde angeordnet. Sanierungsbestrebungen
scheiterten an der Kostenfrage. 1996 gelang die Verpachtung des still gelegte Kraftwerks,
1997/98 erfolgte die Sanierung des Maschinenhauses und die Inbetriebnahme eines Flußlaufkraftwerkes.
Bild 1:
Linachtalsperre Luftseite, vor Betonsanierung
Nach meiner Wahl zum Bürgermeister der Stadt Vöhrenbach im Jahr 1997 wurde die Gründung
des Fördervereins „Rettet die Linachtalsperre“ e.V. realisiert. Die Vision der Erhaltung des
Baukulturdenkmals und schrittweisen Reaktivierung des Kraftwerks unter Staubedingungen
nahm Gestalt an. (Heute zählt der Verein über 330 Mitglieder weit über die Region hinaus und
finanzierte bisher über 100 000 € an den Sanierungskosten.) Bereits im Oktober 2001 konnte
aufgrund des Konzeptes von Prof. Dr. Werner Seim zumindest die provisorische Begehbarkeit
der Mauerbrüstung umgesetzt werden. Ein weiterer großer Erfolg war 2002 die Eintragung der
Gesamtanlage Linachtalsperre mit Wasserkraftwerk in des Denkmalbuch Baden-Württemberg.
Nach ersten Behördengesprächen zur Genehmigungsplanung im September 2002, ersten
Kostenschätzungen und Finanzierungszusagen erfolgte am 4.4.2003 der Gemeinderatsbeschluss zur Genehmigungsplanung.
Der fertige Wasserrechtsantrag konnte im Dezember 2003 vorgelegt werden, der nach einem
überaus aufwändigen und kostspieligen Genehmigungsverfahren im März 2005 mit der lang
ersehnten Wasserrechtlichen Bewilligung belohnt wurde. Nach dem ersten Spatenstich im
September 05 (die erste Ausschreibung musste aus.
481
Kostengründen aufgehoben werden) machte der lange Winter 2005/2006 einen tatsächlichen
Baubeginn erst im April 2006 möglich.
Nach überaus komprimierter Bauzeit und einem Winter, der glücklicher Weise ein „Sommer“
war, konnte im März 2007 der Probestau eingeleitet werden.
2
Betrachtung der historischen und aktuellen Entwicklung im Blick
auf die Realisierungsphase
2.1
Vorbereitungsphase
Die Daten der Anfangsjahre der Linachtalsperre zeigen bereits, unter welch großen Opfern die
damaligen Erbauer das für das kleine Schwarzwaldstädtchen sehr ehrgeizige Ansinnen, eignen
Strom zu erzeugen und sich von den großen, jedoch noch keinesfalls verlässlichen
Stromlieferanten unabhängig zu machen, verwirklicht haben. Idealismus, Pioniergeist, Beharrlichkeit, technisches Können, Mut zum Risiko und unbeirrbarer Fleiß brachten sie ans Ziel, „zum
Wohl und Segen künftiger Generationen“, entsprechend dem damaligen Einweihungsspruch,
eine frühindustrielle, für die damalige Zeit und – wie die Erfahrung zeigt - auch noch heute
hochtechnische und in Deutschland einmalige Talsperre zu errichten und in Betrieb zu halten.
Nach der Zeit des Ruhens der Anlage aus technischen, wirtschaftlichen, finanziellen sowie
Gründen des Umdenkens in der Energiewirtschaft, auf die hier nicht näher eingegangen werden
soll, konnte das „Herz der Anlage“, das Flußlaufkraftwerk mit einem ersten Aufwand von damals
1,1 Mio DM, einem stolzen Betrag für eine neu entstandene Kommanditgesellschaft aus meist
örtlichen und regional ansässigen
Wasserkraftidealisten mit Unterstützung der Stadt
Vöhrenbach und der regionalen Sparkassen wieder zum Schlagen gebracht werden. Mit der
Gründung des Fördervereins unter Vorsitz des Bürgermeisters erhielt die Stadt als
Eigentümerin tatkräftige Unterstützung nicht zuletzt auch auf der wissenschaftlichen und
fachtechnischen Ebene. So rückte u.a. das im Jahr 2001 durchgeführte „Forum Betonbauten
als Kulturdenkmale“ in Villingen-Schwenningen die Linachtalsperre als sanierungsfähige
Gesamtanlage Linachtalsperre mit Wasserkraftwerk sowohl in der Fachwelt als auch in der
breiten Öffentlichkeit wieder in ein positives Licht. Hier wurde die Grundlage gelegt zur weiteren
fachlichen, politischen, behördlichen und öffentlichen Unterstützung des bereits in dem von DI
Heinz Brunold im Entwurf vorgelegten Sanierungskonzeptes unter Einbeziehung der
wasserseitigen Abdichtung mittels der noch relativ neuen und innovativen Geomembrantechnik,
welche zunächst von einer überschaubaren geschätzten Bausumme von 3,5 Mio € ausgehen
ließ.
Die provisorische Begehbarkeit der Staumauerbrüstung war ein wichtiger erster Schritt, die
„Standsicherheit“ der „alten Dame“ Linachtalsperre zumindest wieder im Bezug auf deren
sicheres Betreten wieder glaubhaft zu machen. Gemeinderat, Förderverein und Bürgerschaft
fassten wieder Vertrauen in den „in Beton gegossenen Bürgerstolz“ ihrer Vorgänger, der den
Vöhrenbachern auch noch heute innewohnt, wie aus den aktuellsten Reaktionen seit der
tatsächlichen Realisierung des wieder eingestauten Sees zu verzeichnen ist.
482
2.2
Genehmigungsplanung und Ausführungsphase
Nach über 5 Jahren intensivsten Einsatzes aller Beteiligten mit dem Erfolg, dass die
Finanzierung zu rund 90% als gesichert betrachtet werden konnte, ging die Stadt Vöhrenbach
im April 2003 in die sehr umfangreiche Genehmigungsplanung. Hier wurde der Stadt als
Bauherrin immer wieder von neuem die später durch das Regierungspräsidium Freiburg sehr
bezeichnend erwähnte Komplexität der geplanten Staumauersanierung bewusst: Folgende
Fachgebiete waren durch Fachplanungen und Gutachten abzudecken:
- Hydrologie
- Limnologie
- Betontechnologie, Instandsetzungskonzept
- Konzept Wasserseitige Abdichtung
- Hangrohrleitung: statisch-sicherheitsmäßige Beanspruchung
- Berechnungsgrundlagen der Freibordbemessung
- Standsicherheitsberechnung, Prüfberichte
- Geotechnisches Gutachten
- Landschaftsbegleitplanung
- Nachweis 2500jährliche Erdbebensicherheit
- Georadaruntersuchung
- Energiewirtschaft
- Hydraulische Berechnung zu den Betriebseinrichtungen
- Speicherinhalt, Speicherfläche
- Zusammenstellung Feinvermessung seit 1925
- Lastenheft Wasserbaulicher und Statischer Teil
Des Weiteren wurde zum Sanierungskonzept ein Fachgutachten der TU
Graz erstellt. Ein behördlicherseits gefordertes weiteres staatliches Gutachten brachte dennoch
nicht unerhebliche Umplanungen insbesondere im Bereich der Hochwasserentlastung mit sich.
Aufgrund dieser und weiterer unvorhersehbar hohen Anforderungen der Genehmigungsplanung
(erstmalige Anwendung der neuen erst im Entwurf vorliegenden DIN 19700, Alter der Anlage,
hohe Sicherheitsanforderungen an Betonqualität, Gründungssicherheit, Nachweis 2500jährliche
Erdbebensicherheit, ökologische Begleit- und Ausgleichsmaßnahmen) schloss die Kostenberechnung nach Abschluss der Genehmigungsplanung mit einer Kostenerhöhung von rd.
400 000 € auf 3,93 Mio €. ( – Ich hatte in meinen öffentlichen Äußerungen hin und wieder von
einem Vergleich mit der Mondlandung gesprochen. Inzwischen fühlte ich mich einem
„Marserkundungsprojekt“ nahe – ). Also bedurfte es weiterer Finanzierungsanstrengungen von
Stadt und Förderverein, welche eine Finanzierungssicherheit von 3,62 Mio € einbrachten.
Das erste Ausschreibungsergebnis brachte der Stadt als Bauherrin eine weitere „Hiobsbotschaft“: rd. 4,52 Mio €. Es war nahe liegend, dass aufgrund der fehlenden Finanzierung der
483
Differenz die Ausschreibung aufgehoben und im Rahmen einer freihändigen Vergabe mit den
günstigsten Bietern verhandelt werden musste. Das Ergebnis schloss mit rd. 4,44 Mio €.
Weitere Fördermittel konnten glücklicher Weise in mühsamen Verhandlungen und
Antragsverfahren bei den beteiligten Stiftungen (Landesstiftung Baden-Württemberg und
Deutsche Stiftung Denkmalschutz) erreicht werden. Dennoch belief sich der städtische
Eigenanteil zum Zeitpunkt des eigentlichen Baubeginns auf 731.000 € (16,5 %). Man darf sich
somit den mutigen Schritt des Vöhrenbacher Gemeinderats bewusst machen, der in Anbetracht
der ohnehin sehr kritischen Finanzlage der kleinen Stadt (4100 EW, Prokopfverschuldung 100%
über dem Durchschnitt in Baden-Württemberg) dem Sanierungs- und Finanzierungskonzept
weiterhin vertraute und das Vorhaben unter Zurückstellung vieler Bedenken und in der
Hoffnung auf die Zusagen weiterer Zuschussgeber und Sponsoren aus der Privatwirtschaft den
Baubeschluss fasste. Man sah absolut realistisch die absolut letzte einmalige und historische
Chance, das Baukulturdenkmal von nationaler Bedeutung Linachtalsperre mit Wasserkraftwerk
seiner ursprünglichen Bestimmung zurück zuführen, für die weitere Gewinnung erneuerbarer
Energie und für kulturelle, touristische und damit auch wirtschaftliche Zwecke der Stadt und der
Region zu nutzen, wobei aufgrund der Einhaltung von Natur- und Umwelt schützenden
Vorgaben durchaus auch der ökologische Aspekt zu würdigen ist (ökologische
Ausgleichsmaßnahmen, naturverträgliche Seebewirtschaftung, CO2 -Vermeidung).
Nach 8jähriger enormer Anstrengung und breitem bürgerschaftlichen Engagement konnte die
Umsetzung des Sanierungsprojektes in 2006 tatsächlich angegangen werden und die Rettung
der Linachtalsperre vor dem „kontrollierten Zerfall“ tatsächlich beginnen (Bild 2, Linachtalsperre
Baustelle 2006/07).
Aber: Von einem „Zurücklehnen“ des Bauherrn konnte keine Rede sein:
Während der intensiven Bauphase in 2006 ergab sich eine erhebliche Kostensteigerung
insbesondere im Gewerk der denkmal- sowie den hohen Anforderungen der Betontechnologie
gerechten Betonsanierung der luftseitigen Mauergewölbe. Eine weitere Finanzierungslücke von
1,95 Mio € tat sich auf. Glücklicher Weise konnten daneben die wasserseitige Abdichtung
mittels Geomembran sowie die Anpassungsmaßnahmen im Bereich Stahlwasserbau
größtenteils kostenkonform abgewickelt werden. Auch bei positiver Bescheidung weiterer
Zuschusserhöhungsanträge stieg der städtische Finanzierungsanteil auf mindestes 1 Mio €,
wobei die für Vorbereitung und Durchführung des Projektes aufgelaufenen Verwaltungskosten
nicht berücksichtigt sind.
Somit konnte auch das überaus aufwändige Genehmigungsverfahren sowie die Beachtung aller
üblicher Weise zu treffenden Vorkehrungen sowie fachlich schlüssigen Vorausberechnungen
und Erkenntnisse der anerkanntesten Fachleute den Bauherrn und damit die öffentliche Hand
nicht vor einer Kostensteigerung in der Größenordnung von über 30% bewahren.
484
Bild 2:
3
Linachtalsperre Baustelle 2006/07
Fazit und Bewertung
Es stellt sich dem Bauherren, der nach diesem jahrelangen Marathonlauf von Behörde zu
Behörde, unzähligen Fachgesprächen, Projekt- und
Finanzierungsrunden die Frage, ob der Aufwand, der sich aus einem überaus hohen Sicherheitsdenken auf allen denkbar betroffenen Ebenen entwickelte, noch mit den tatsächlichen
Gegebenheiten korrespondiert und nach den Regeln des gesunden Menschenverstandes, der
sich durchaus auch am technischen Wissen und Verständnis orientieren möge, noch am
Ergebnis bzw. am erklärten Ziel orientiert.
Ich wage es, in diesem Zusammenhang die Begriffe „Gutachteritis“ und „Verwissenschaftlichung“ in den Raum zu stellen. Das tatsächliche Gefahrenpotential hat hier eine Potenzierung
erfahren, welche ich für künftige vergleichbare Projekte zu deren etwaigem Vorteil infrage
stellen möchte. Dies bitte ich an dieser Stelle gerade auch die wissenschaftliche und
behördliche Fachwelt zu überdenken.
Ich appelliere gerade an die deutsche Fachwelt in Wissenschaft und auf Behördenebene, mehr
Selbstbewusstsein und Mut an den Tag zu legen. Der beispielhafte Pioniergeist der Erbauer der
Linachtalsperre in den 1920er Jahren möge sie dabei leiten.
Ich möchte es jedoch nicht versäumen, gleichzeitig allen, die das Sanierungsprojekt Linachtalsperre mit großem Enthusiasmus jahrelang tatkräftig begleitet, vorangetrieben und unterstützt
haben und mir mit ihrem Glauben an die Realisierbarkeit in allen schwierigen Phasen halfen,
485
weiter zu marschieren und nicht aufzugeben, besonders herzlich zu danken. Ich möchte dabei
auch betonen, dass ich in allen beteiligten Bereichen durchaus auch Menschen angetroffen
habe, bei denen ich den für die Umsetzung eines derart außergewöhnlichen Projektes – wie es
das Sanierungsprojekt Linachtalsperre darstellt – erforderlichen Idealismus, die Bereitschaft
zum persönlichen Einsatz über das zu erwartende Maß hinaus, Durchhaltevermögen und nicht
zuletzt die nötige, auch ganz persönliche- Risikobereitschaft und einen unbeirrbaren Glauben
an das Machbare gefunden habe.
Bild 3:
Linachtalsperre Wasserseite, Geomembran, Probestauphase
Robert Strumberger
Bürgermeister der Stadt Vöhrenbach
Friedrichstraße 8
78147 Vöhrenbach
info@voehrenbach.de
Regina Saier-Grieshaber
BM-Referentin und Projektkoordination
Friedrichstraße 8
78147 Vöhrenbach
saier-grieshaber@voehrenbach.de
486
Cleaner water, healthier environment – Managing reservoir
releases
Saubereres Wasser, gesündere Umwelt – Regelungen für Wasserabgaben
aus Talsperren
Lucia Susani, Rachel Burden, Ian Hope
Abstract
The Environment Agency of England and Wales is involved in all aspects of water regulation,
including abstraction and discharge control, and water quality monitoring. The Environment
Agency has developed a guide for reservoir undertakers (operators, users and owners), which
provides information on managing the environmental impact of releases from reservoirs.
Zusammenfassung
Die “Environment Agency” für England und Wales ist mit allen Aspekten der Regulierung der
Wassernutzung befasst, so Entnahme- und Abgabekontrolle, wie auch die Wassergüteüberwachung. Die “Environment Agency” hat ein Handbuch für Talsperrenbetreiber entwickelt,
welches Informationen über den Umgang mit den Umwelteinflüssen von Wasserabgaben aus
Talsperren bereitstellt.
1
Reservoir releases
1.1
Routine and planned operations
Scour valve testing: The most common safety maintenance operation for a reservoir, opening
and testing the bottom outlet or scour valve regularly clears any sediment from the outlet and
control structures. This also allows the structure to be tested, to make sure it works properly in
an emergency. The bottom outlet/scour valve tends to be tested at least once a year as a
requirement of the Inspecting Engineer. The following photograph (Figure 1) illustrates the
routine operation of a scour valve.
Planned drawdown: During maintenance or investigations to ensure reservoir safety, it may be
necessary to partially or fully drain down a reservoir to gain access to parts that are normally
submerged. This may be achieved through the operation of the bottom outlet/scour valve, with
releases to the downstream watercourse.
Permanent drawdown: The reservoir undertaker may, in some situations, wish to permanently
drain down a reservoir. This may be achieved through the operation of the scour valve/bottom
outlet, releasing discharges into the downstream watercourse.
487
Figure 1: Mount Bold Reservoir scour valve in operation
The main impacts on the environment caused by planned or maintenance activities include:
– sediment potentially being released into the downstream watercourse, affecting water quality,
fisheries, water supply abstraction, and habitats in downstream waters;
– increased water levels affecting people, property, navigation and recreation, as well as
potential flooding;
– release of water leading to erosion, and increased siltation downstream;
– discharge of water impacting on features and structures of heritage or archaeological value.
We discuss these impacts and ways of reducing them in the guidance document. Measures to
reduce the impacts tend to involve controlling the timing and rate of discharges, and properly
alerting people who use downstream water.
1.2
Precautionary and emergency situations
We have identified two reservoir safety operations where a different approach is appropriate:
– Precautionary drawdown: If there is a significant risk of the dam failing, for safety reasons,
undertakers may need to drain down the reservoir to reduce the water pressure on the
structure. Drawdown may release discharges into the downstream watercourse. This type of
operation may need to be planned within a short period of 2-14 days, with limited time for
environmental measures to be incorporated.
488
– Emergency drawdown: When the dam is in serious danger of failing, the undertaker’s first
priority will be to lower water levels in the reservoir as quickly as possible. This will prevent an
uncontrolled release, which could cause widespread flooding and potentially loss of life. This
will need to be planned very quickly, within one to two hours at the most. Protecting the
environment is considered secondary in these circumstances.
The above operations are the least likely to occur during a reservoir lifecycle. The potential
effect on the environment will be similar to the effect for the planned or precautionary
drawdowns described above, but it may be greater. The following may also happen:
– fish within the reservoir could be killed, fish displaced downstream and habitat damaged;
– less water available in the reservoir, which would affect abstraction needs and domestic water
supply;
– risk of flooding to people, property, infrastructure navigation and recreation downstream, due
to the sudden release;
– impacts on designated sites, habitats and species when refilling the reservoir after the
drawdown.
There will be limited opportunity to put preventative measures in place before the release.
2
The guidance approach
Here we describe our approach in addressing the environmental impact of reservoir safety
releases. This differs slightly depending on whether routine or emergency operations are being
carried out.
2.1
Routine or planned operations
– Step 1: Initial contact: the reservoir undertaker makes contact with the Environment
Agency, as the main regulator; and with Natural England (in England) or the Countryside
Council for Wales (in Wales) (the government organisations responsible for safeguarding
conservation and biodiversity). During this initial contact, potential risks of the operation,
and sensitivities of the reservoir location will be discussed.
– Step 2: Completing and submitting template: before starting the operation, the undertaker
completes the appropriate template, and submits it to us to discuss and agree measures to
address any potential impacts.
– Step 3: Environment Agency response: our response will highlight whether we need any
more information, survey work or monitoring. It will also review the proposed measures to
address any potential impacts. If any discharge consents are required, we will provide these.
– Step 4: Carry out operation. The operation is carried out with the appropriate measures to
address any potential impacts in place. Any agreed activities to be carried out after the
operation are also completed.
489
2.2
Emergency operations
– Step 1: Contact the Environment Agency Floodline. The undertaker’s first priority is to
release water to reduce water levels and pressure on the dam’s structure, and reduce the risk
of flooding and potentially the loss of life. In this situation the first step is to contact our
emergency contact service - Floodline . This will trigger appropriate procedures for dealing
with an emergency incident.
– Step 2: Carry out the necessary release operation. The necessary release is carried out
within any agreed emergency control guidelines.
– Step 3: Complete template and agree with Environment Agency. The undertaker
completes the appropriate emergency/precautionary release template and agrees any
measures to address potential impacts after the release with us and Natural England/
Countryside Council for Wales.
– Step 4: Carry out appropriate measures after the release. This might include repairs and
recreating habitats.
3
Pilot studies
The guide was issued as a pilot study in 2006 to a small number of reservoir undertakers to
gain their feedback on how easy it was to put into practice. We received some extremely
positive responses and learnt some very valuable lessons in terms of how the guide should look
and work. We have used this feedback to shape and fine-tune the guide. In particular, we
realised that we need to simplify the information we provide and make it more accessible to the
wide range of undertakers.
4
Conclusion
In seeking to make sure our reservoirs operate safely, whilst at the same time protecting our
environment, we have, by working with our partners, made significant progress. However, we
recognise that there is still work to be done.
Our draft guide to help undertakers manage the impact of reservoir releases on the environment
has proven a useful platform on which to build best working practice. We are extremely grateful
for the informative and constructive responses we have received through our consultation with
undertakers and the wider reservoir industry. This has allowed us to amend the guide so that it
is much more direct and accessible, with supporting information, to allow undertakers to use it
more easily. We look forward to producing a final document, which we hope will serve as an
industry benchmark in managing the delicate balance between reservoir safety and
environmental protection.
Acknowledgements
The Authors’ wish to acknowledge the permission of the Environment Agency to publish this
paper.
490
Appendices
www.environment-agency.gov.uk
www.defra.gov.uk
www.britishdams.org
Literature
– Hope, I.M. 2006. Reservoir Safety in England and Wales – A Time of Change. ANCOLD
Conference 2006.
– Reservoirs Act 1975, HMSO, London
– Water Act 2003, HMSO, London
491
Talsperren auf dem Weg zum Weltkulturerbe:
Das Kulturdenkmal Oberharzer Wasserregal
Dams proceeding to world cultural heritage: The Oberharz Water Regal
Justus Teicke
Abstract
In this year the Federal Republic of Germany will submit an application at UNESCO to
recognize the plants of Oberharz Water Regal as world cultural heritage. These buildings were
put on starting from approximately 1530 in the Upper Harz Mountains, in order to supply silver
mines with the necessary water for powering the water wheels. 65 dam buildings are affectet,
besides 70 km ditches and 20 km water courses.
Zusammenfassung
In diesem Jahr wird die Bundesrepublik Deutschland den Antrag bei der UNESCO einreichen,
die Anlagen des Kulturdenkmals Oberharzer Wasserregal in die UNESCO-Liste des Weltkulturerbes aufzunehmen. Diese Bauwerke sind größtenteils ab etwa 1530 im Oberharz angelegt
worden, um Silberbergwerke mit dem erforderlichen Kraftwasser zu versorgen. In Betrieb
befinden sich davon neben 70 km Hanggräben und 20 km Wasserüberleitungsstollen auch 65
Staubauwerke, davon 35 Talsperren.
1
Einführung
Im Oberharz ging über viele Jahrhunderte intensiver Bergbau auf Silber um. Dieser Bergbau
war äußerst lukrativ und trug einen ganz erheblichen Anteil an den Einnahmen der betreffenden
Landesherren in Hannover und Braunschweig-Wolfenbüttel.
Bergbau hat einen ganz erheblichen Energiebedarf. Einerseits muss das Haufwerk und das Erz
nach über Tage gefördert werden. Der wesentlich größere Energiebedarf resultiert jedoch aus
dem in die Bergwerke einsickernden Grubenwasser, welches permanent gefördert werden
muss, um das Bergwerk „zu Sumpfe“ zu halten.
Erste Wasserräder zur Energieversorgung von Bergwerken standen nachweislich bereits im 13.
Jahrhundert im Pandelbachtal südöstlich von Seesen. Eine zweite Blütezeit, zu der auch
schnell eine hohe Anzahl an Wasserrädern zum Antrieb der Maschinen (Künste) benötigt
wurde, erlebte der Bergbau ab dem 16. Jahrhundert.
Für den stets florierenden Bergbau war ein ausreichendes Dargebot an Aufschlagwasser für die
Wasserräder Voraussetzung. An dieser Stelle musste bald nachgeholfen werden, denn ein
kurzer Hanggraben vom nächstgelegenen Gewässer reichte in der Regel nicht aus: Die
Mittelgebirgsbäche sind zu stark schwankend in der Wasserführung und können bei
Niedrigwasser fast austrocknen. Die profitabelsten Oberharzer Bergwerke lagen größtenteils
sehr hoch im Gelände, dicht an den Wasserscheiden und hatten daher keine leistungsfähigen
Gewässer in Reichweite. Hinzu kam, dass der Energiebedarf der Oberharzer Bergwerke
492
besonders hoch war: Bereits um 1700 wurden Schachtteufen von 300 m erreicht oder
überschritten; um 1830 erreichte man 600 m. Aus der daraus resultierenden großen
Förderhöhe ergab sich ein besonders hoher Energiekonsum, der sich natürlich mit den
schwierigen Verhältnissen der Energieversorgung widersprach.
Zur Sicherstellung einer ausreichenden Versorgung der Wasserräder der Oberharzer
Bergwerke mit Aufschlagwasser wurde in der Zeit von 1530 bis etwa 1870 ein umfangreiches
System zur Wasserspeicherung und zur Überleitung von Wasser geschaffen. Heute sind noch
Reste von 310 km Gräben, 31 km Wasserläufen und 143 Stauanlagen im Gelände
identifizierbar. Die Harzwasserwerke betreiben davon noch 65 Teiche, 70 km Gräben und 20
km Wasserläufe (Bild 1).
Bei der Schaffung dieses besonders umfangreichen Wasserwirtschaftssystems spielten auch
juristische Aspekte eine wesentliche Rolle: Mit dem Recht, Bergbau zu betreiben („Bergregal“)
übertrug der Landesherr dem Bergwerksbetreiber auch stets das Recht, sich das erforderliche
Kraftwasser zu entnehmen, zu speichern oder umzuleiten („Wasserregal“). Der Bergbau hatte
diesbezüglich höchste Priorität; andere Wassernutzer, zum Beispiel Mühlenbesitzer, mussten
hinten anstehen [1].
Bild 1:
Teichlandschaft bei Buntenbock südlich von Clausthal-Zellerfeld: Markant für
die Stauanlagen ist die hohe Dichte und die kaskadenförmige Anordnung der
Stauanlagen.
2
Stauanlagen
Etwa 85 % der Stauanlagen sind im 16. und 17. Jahrhundert entstanden. Viele Dämme sind
dabei historisch gewachsen, das heißt, sie wurden nach und nach je nach Wasserbedarf und
Mittelbereitstellung immer wieder erhöht.
493
Die Dämme sind heute zwischen 4 und 21 m hoch und die Stauvolumina schwanken zwischen
10.000 und 1,7 Mio. m³. Etwa 35 dieser Stauteiche sind nach dem niedersächsischen
Wassergesetz als Talsperren einzustufen, da die Dammhöhe über 5 m und das Stauvolumen
mehr als 100.000 m³ beträgt. Dazu gehören auch die ältesten noch in Betrieb befindlichen
Talsperren Deutschlands. Der Oderteich mit seiner Stauhöhe von 17,0 m und einem Stauinhalt
von 1,7 Mio. m³ war von seiner Fertigstellung im Jahre 1721 an bis zum Bau der ersten IntzeMauern im Jahre 1891 über einen Zeitraum von 170 Jahren die größte Talsperre Deutschlands
(Bild 2) [1].
Bild 2:
Der Oderteich bei niedrigem Wasserstand. Die Granitstelen im Vordergrund sollen
Eisschollen vom Überlauf fernhalten.
2.1. Bauarten
Als Baustoff konnten in den früheren Jahrhunderten im Wesentlichen nur die vor Ort
anstehenden Materialien Verwendung finden. So wurde das Dammschüttmaterial aus
Steinbrüchen unmittelbar an der Teichbaustelle, meist im künftigen Stauraum gewonnen.
Lehm oder Ton stand als Dichtungsbaustoff vor Ort nicht in ausreichenden Mengen zur
Verfügung. Durch Erfahrung haben die Oberharzer Bergleute festgestellt, dass Rasensoden,
wurzelraumstark ausgeschnitten und wie Mauerwerk mit versetzten Fugen aufeinander
geschichtet, einen hervorragenden Dichtungsbaustoff darstellen können, der zudem noch eine
gute Erosionsstabilität aufweist. Das Gewinnen, das Verlegen und das Verdichten der
494
Rasensoden war dabei eine besondere Wissenschaft, für die eine akkurate Einbauvorschrift
dokumentiert ist [2].
Als Grundablässe wurden Holzgerenne mit einem quadratischen Fließquerschnitt von 24 x 24
cm verwendet. Als Verschluss erhielt das Holzgerenne eine Öffnung nach oben, in der – ähnlich
wie der Stöpsel in der Badewanne – ein Holzzapfen steckte. Etwa 30 dieser historischen
„Striegelanlagen“ mit anschließendem Holzgerenne sind noch in Betrieb.
Bis 1714 wurde die Dichtung an der wasserseitigen Böschung platziert (Bild 3), nach 1714
führte man die Dämme mit einer Kerndichtung in Dammmitte aus. Der Striegel befand sich stets
unmittelbar vor der Dichtung und wanderte dadurch ab 1714 vom wasserseitigen Dammfuß in
ein Schachtbauwerk in Dammmitte.
Bild 3:
3
Regelzeichnung für ein Staubauwerk der alten Bauart. Der Grundablass (Striegel)
kann von dem im Stauraum platzierten Häuschen aus betätigt werden.
Heutige Unterhaltung
Bei der heutigen Überwachung und Instandhaltung der Stauanlagen müssen die Interessen des
Denkmalschutzes mit den Forderungen der Talsperrensicherheit abgestimmt werden. Trotz
mancher Konflikte ist es hier gelungen, dass Talsperrenaufsicht, Denkmalschutzbehörden und
Talsperrenbetreiber konstruktiv zusammenarbeiten.
Da die Hochwasserentlastungen größtenteils nach Gefühl und Erfahrungswerten dimensioniert
wurden, mussten in den letzten Jahren 30 Stauanlagen an das Bemessungshochwasser
angepasst werden. Besonderes Augenmerk erfordern auch die 300 Jahre nach
Dammaufschüttung immer noch zu messenden deutlichen Setzungen der Staudämme, die bei
einigen Stauanlagen 1 mm pro Jahr deutlich überschreiten können. Gelegentlich müssen auch
Dichtungsreparaturen durchgeführt werden [3].
4
Ähnliche Systeme
Die Technik, Wasserkraft für die Energieversorgung der Bergwerke zu nutzen, wurde an
mehreren Bergbaurevieren in Mitteleuropa eingesetzt. So gibt es ähnliche Systeme bei
Freiberg/Sachsen, in Banska Stiavnica (Slowenien) oder in Kongsberg (Norwegen). Das
Oberharzer Wasserregal weist aber die höchste Dichte an Wasserbaulichen Anlagen auf:
495
Insbesondere Zahl und Gesamtlänge der Gräben, aber auch die Vielzahl der Stauteiche hebt
sich deutlich von den anderen Anlagen in Europa ab.
5
UNESCO-Weltkulturerbe
Die UNESCO-Konvention zum Schutz des Kultur- und Naturerbes der Welt wurde 1972 in
Stockholm verabschiedet. Um in die Liste des Erbe der Welt aufgenommen zu werden, muss
das Kulturgut ein einzigartiges Meisterstück des schaffenden menschlichen Geistes darstellen,
bedeutend für die Entwicklung von Baustilen oder Technologien sein, ein ungewöhnliches
Zeugnis einer kulturellen Tradition oder einer Zivilisation darstellen oder ein herausragendes
Beispiel von Bauwerkstyp, architektonischer Zusammenstellung oder Landschaft sein.
Einzigartigkeit, historische Echtheit und/oder außergewöhnlicher universeller Wert sind weitere
wichtige Parameter für die Aufnahme eines Kulturgutes in die Liste.
Von den weltweit 644 anerkannten Kulturdenkmälern befinden sich 32 in Deutschland.
Nachdem in den ersten Jahren überwiegend Kirchen, Klöster und Schlösser aufgenommen
wurden, finden sich seit den 1990er Jahren auch vermehrt technische Denkmäler, unter
anderem Bergwerks- und Hüttenanlagen, auf der Liste.
Bereits 1999 ergriff das Niedersächsische Ministerium für Wissenschaft und Kunst die Initiative
und unternahm erste Schritte, die Bauwerke der historischen Oberharzer Wasserwirtschaft als
Erweiterung des bereits 1992 anerkannten Weltkulturerbes „Erzbergwerk Rammelsberg und
Altstadt von Goslar“ in die Welterbeliste eintragen zu lassen. Die Kultusministerkonferenz
(KMK) setzte im Jahre 2000 das Oberharzer Wasserregal auf die „Tentative List“ (Anmeldeliste)
und beschloss damit, dieses in Art und Umfang weltweit einmalige System als Kandidaten für
die Welterbeliste aufzunehmen. Von den seinerzeit zwanzig in der Tentative-List aufgeführten
Kulturdenkmälern wird jährlich eines zur Anerkennung auf den Weg zur UNESCO gebracht.
Der im Auftrag des Niedersächsischen Ministeriums für Wissenschaft und Kultur vom
Niedersächsischen Landesamt für Denkmalpflege wissenschaftlich erarbeitete Aufnahmeantrag
der Bundesrepublik Deutschland wird im Spätsommer diesen Jahres beim World Heritage
Center in Paris eingereicht werden. Nach einer etwa zweijährigen Prüfungsphase durch
internationale Experten und einer darauf basierenden Empfehlung des Welterbebüros wird das
Welterbekomitee voraussichtlich auf seiner Sitzung im Juni 2009 endgültig über die Aufnahme
des Oberharzer Wasserregals in die Welterbeliste entscheiden.
6
Konsequenzen des Welterbestatus
Wenn dieser Welterbestatus erteilt ist, so wird dieses zunächst einmal ein ganz besonderes
Prädikat für den Oberharzer Ingenieurgeist und die entsprechend aufgewerteten Bauwerke
sein. Die Stauanlagen und Überleitungsbauwerke des Oberharzer Wasserregals gehören dann
mit zu dem Kreis der bedeutendsten Denkmäler der Welt, zu denen zum Beispiel auch die
Pyramiden von Gizeh, die chinesische Mauer und die Freiheitsstatue in New York zählen.
Veränderungen für den Betreiber bezüglich des Betriebs und der Instandhaltung sind nicht zu
erwarten: Nach wie vor wird bezüglich der Talsperrensicherheit die aktuelle DIN 19700 die
Richtung vorgeben und für die Bewahrung und Erhaltung der historischen baulichen Substanz
wird weiterhin das Niedersächsische Denkmalschutzgesetz die einzige gesetzliche Vorgabe
496
sein. Die UNESCO selbst hat als übernationale Organisation keinerlei Einwirkungsmöglichkeiten in deutsches Recht.
Auch finanzielle Unterstützung wird man nicht erhoffen können: Das Budget der UNESCO ist
klein und fließt fast ausschließlich in Länder der Dritten Welt. So wird auch weiterhin die
Harzwasserwerke GmbH, die seit 1991 dieses System aufgrund vertraglicher Verpflichtungen
betreibt, die Mittel für die Unterhaltung und Überwachung des Oberharzer Wasserregals selbst
aufbringen müssen.
Der Welterbestatus wird aber sicherlich einen Sprung in der öffentlichen Wahrnehmung
darstellen: Stolz und Verantwortungsbewusstsein gegenüber diesen Wasserbauanlagen wird
bei Bevölkerung und Politikern wachsen. Darüber hinaus erhofft man sich touristische Impulse
von diesem großartigen Prädikat, welches in künftigen Jahren sicherlich erheblich seltener für
deutsche Bauwerke vergeben werden kann: Da die Entwicklungsländer mit erheblich weniger
Kulturdenkmälern in der Welterbeliste vertreten sind, wird die UNESCO zur Verminderung
dieses Ungleichgewichtes die Aufnahme von Denkmälern aus den Industrieländern immer
weiter erschweren.
Literatur
[1]
Schmidt, Martin: Die Wasserwirtschaft des Oberharzer Bergbaus,
Schriftenreihe der Frontinus-Gesellschaft e.V., Heft 13, 3. ergänzte Auflage, Selbstverlag
Harzwasserwerke GmbH, Hildesheim, 2002
[2]
Steltzner, Georg Andreas: Von Wasserleitungen und Teichbau,
Aufzeichnungen zur Oberharzer Wasserwirtschaft mit technischen Einzelheiten, 1794,
Neuauflage Piepersche Druckerei und Verlag GmbH, Clausthal-Zellerfeld, 2003
[3]
Teicke, J.; Tonn, R.: Dichtungssanierungen an historischen Erddämmen,
WasserWirtschaft 7-8/2006
[4]
Roseneck, Reinhard: Das Modell „Historische Bergbauregion Harz“ – Eine
Kulturlandschaft als Gegenstand der Denkmalpflege, Konold/Böcker/Hampike (Hrsg.),
Handbuch Naturschutz und Landschaftspflege, Augsburg 1998, 3. Erg. Lfg. 11/2000, X –
1.2, S. 1 – 9
Dipl.-Ing. Justus Teicke
Harzwasserwerke GmbH
Betriebshof Clausthal
Erzstraße 24
38678 Clausthal-Zellerfeld
Teicke@harzwasserwerke.de
497
Advantages of Roller Compacted Concrete (RCC) Gravity
Dams – Two Examples in Southeast Asia
Vorteile von RCC Gewichtsstaumauern – Zwei Beispiele aus Südostasien
Nguyen Quyet Thang, Dao The Hung, U Win Kyaw, Marco Conrad, Karl M. Steiger,
Malcolm R.H. Dunstan
Abstract
Roller Compacted Concrete (RCC) gravity dams are advantageous under the tropical conditions
in Southeast Asia compared to conventional gravity dams. An optimised dam design and
construction sequence planning including the intentional overtopping of the RCC during the
rainy season contribute to cost savings for the river diversion and time and cost savings for the
overall hydropower project. Quality benefits and a further contribution to the project economy
are obtained through an optimum interaction between the RCC concept and methodology and
the according RCC mix design.
Zusammenfassung
Walzbeton-Gewichtsstaumauern (Roller Compacted Concrete, RCC) haben unter den
tropischen Bedingungen in Südostasien bedeutende Vorteile gegenüber konventionellen
Gewichtsstaumauern. Kosteneinsparungen für die Flussumleitung sowie Zeit- und Kostenersparnisse für das gesamte Wasserkraftprojekt werden durch die Optimierung von Staumauerentwurf und Bauablaufplanung erreicht, für welche die planmäȕige Überströmung eines Teils
der RCC Mauer mit berücksichtigt wird. Ein Qualitätsgewinn und ein weiterer Beitrag zur
Wirtschaftlichkeit werden durch das optimale Zusammenspiel zwischen dem RCC-Konzept und
dem entsprechenden RCC-Mischungsentwurf erzielt.
1
Introduction
1.1
Son La Hydropower Project
The Son La Hydropower Project is a multipurpose project on the Da River in the Northern
mountainous region of Vietnam, some 360 km Northwest of Hanoi. It is the presently largest
hydropower project in Southeast Asia and is currently under construction. The Son La HPP
comprises a 138 m high and 900 m long RCC gravity dam with a total volume of 4.6