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14. Deutsches Talsperrensymposium 7th ICOLD European Club
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 [email protected] 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 [email protected] [email protected] [email protected] [email protected] Anton Schleiss, Ph.D., Professor Laboratory of Hydraulic Constructions (LCH) Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL), Switzerland Mathilde Geiges, M.Sc. [email protected] 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 Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität München, Heft 109, 2007. [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 [email protected] [email protected] Dipl.-Geophys. Jürgen Dornstädter GTC Kappelmeyer GmbH Heinrich-Wittmann-Str. 7a D-76131 Karlsruhe [email protected] Prof. Dr.-Ing. Theodor Strobl (Emeritus) Lehrstuhl für Wasserbau und Wasserwirtschaft Technische Universität München Arcisstr. 21 80333 München [email protected] Dr.-Ing. Marco Conrad Colenco Power Engineering AG Täfernstrasse 26 CH-5405 Baden Schweiz [email protected] Dr.-Ing. Sebastian Perzlmaier TIWAG – Tiroler Wasserkraft AG Bereich Engineering Services Eduard-Wallnöfer-Platz 2 A-6020 Innsbruck Österreich [email protected] 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. Authors’ Names and Affiliation Maria Bartsch, Dr. Eng. (CE) Vattenfall Power Consultant AB Principal Engineer P.O. Box 527 SE-162 16 Stockholm Sweden [email protected] Åke Nilsson, M. Sc. (CE) Vattenfall Power Consultant AB Manager Dam Safety Department, P.O. Box 527 SE-162 16 Stockholm Sweden [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Emília Bednárová, Ph.D. Marian Minárik, Ph.D. Department of geotechnics Slovak university of technology Associate professor Radlinského 11 813 68 Bratislava Slovakia [email protected] [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Volker Bettzieche Ruhrverband Kronprinzenstr. 37 45128 Essen [email protected] 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 [email protected] [email protected] [email protected] 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 [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Dr. sc. techn. Robert Boes Dr. tech. Bernhard Hofer Dr.-Ing. Sebastian Perzlmaier TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG Bereich Engineering Services Eduard-Wallnöfer-Platz 2 A-6020 Innsbruck [email protected] [email protected] [email protected] 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 [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Alan J Brown Jacobs Thorncroft Manor Dorking Road Leatherhead Surrey KT22 8JB [email protected] John Gosden Jacobs Simpson House 6 Cherry Orchard Road Croydon Surrey CR9 6BE [email protected] Acknowledgments and Disclaimer 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 Authors’ Names and Affiliation Wolfgang G. Brunner BAUER Maschinen GmbH Marketing Director P.O. Box 1260 D-86522 Schrobenhausen Germany [email protected] 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. Authors’ Names and Affiliation 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 [email protected] [email protected] [email protected] Laurent Peyras, Ph.D. Delphine Clergue, Engineer Cemagref, government agency 3275 route de Cézanne – CS 40061 Aix en Provence, 13182 France [email protected] [email protected] Daniel Boissier, Ph.D. Claude Bacconnet, Ph.D. LGC, Laboratoire Génie Civil, Université Blaise Pascal 24, avenue des Landais – BP 206 Aubière, 63174, France [email protected] [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Jiri Cemus Wasser- und Schifffahrtsamt Hann. Münden Kasseler Straße 5 34346 Hann. Münden [email protected] Dipl.-Ing. Dana Halbe Wasser- und Schifffahrtsamt Hann. Münden Kasseler Straße 5 34346 Hann. Münden [email protected] 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. Author’s Name and Affiliation 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 [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dr. rer. nat. Mathias Deutsch Brandenburgische Technische Universität Cottbus Lehrstuhl für Hydrologie und Wasserwirtschaft K. - Wachsmann - Allee 6 D-03046 Cottbus [email protected], Prof. Dr. Karl-Heinz Pörtge Geographisches Institut der Georg-August-Universität Göttingen Goldschmidtstraße 5 D-37077 Göttingen [email protected] This paper was supported by grant project No. 1/3315/06 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. [email protected] [email protected] [email protected] [email protected] [email protected] 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 [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dr.-Ing. Friedrich E. Fahlbusch 63391 East Squash Blossom Lane Tucson, Arizona, 85739 USA [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Friedhelm Garbe Bezirksregierung Arnsberg - Umweltverwaltung Unteres Schloß 57072 Siegen [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dr. Silvia García-Wolfrum Plaza San Juan de la Cruz s/n E-28071 Madrid [email protected] 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 Author’s Name and Affiliation František Glac, Ing. Povodí Odry státní podnik Department of water structures Varenská 49 Ostrava 701 26 Czech Republic [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Hansjörg Gober [email protected] KELAG-Kärntner Elektrizitäts-Aktiengesellschaft Völkermarkter Straße 11 A 9300 St. Veit an der Glan Prok. Dipl.-Ing. Karl Nackler [email protected] 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] Perzlmaier, S.: Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung in Staudämmen. Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität München, Heft 109, 2007. [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. Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Matthias Goltz und Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Markus Aufleger Arbeitsbereich Wasserbau Leopold-Franzens-Universität Innsbruck Technikerstraße 13 A-6020 Innsbruck, Österreich [email protected] [email protected] Dr.-Ing. Sebastian Perzlmaier TIWAG – Tiroler Wasserkraft AG Bereich Engineering Services Eduard-Wallnöfer-Platz 2 A-6020 Innsbruck, Österreich [email protected] Dip.-Ing. Volker Schramm LEONI Fiber Optics GmbH Stieberstraße 5 D-91154 Roth [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Cyril Guidoux, Ph.D. Student Yves-Henri Faure, Ph.D. [email protected] [email protected] 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 [email protected] Jean-Marie Hénault [email protected] EDF 6 Quai Watier 78400 Chatou, France Sylvain Blairon [email protected] Jean-Jacques Fry EDF CIH 73 373 Le Bourget du Lac Cedex, France [email protected] Jan Van Roosbroeck, Ph.D. FOS&S Cipalstraat 12-14 2440 Geel, Belgium [email protected] Paul Royet Cemagref BP 31 13612 Aix en provence cedex 1, France [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dr.-Ing. Ronald Haselsteiner RMD-Consult GmbH Bautechnik Blutenburgstraße 20 80636 München [email protected] 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. Zusammenfassung und Ausblick 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 Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Michael Heilland Dipl.-Ing. Lars Schaarschmidt Dipl.-Ing. Thomas Roos Hydroprojekt Ingenieurgesellschaft mbH Rießnerstraße 18 99427 Weimar [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Bernd R. Hein Lahmeyer International GmbH Friedberger Str. 173 61118 Bad Vilbel [email protected] 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 [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Wolfgang Holze Hydroprojekt Ingenieurgesellschaft mbH Ludwig-Hartmann-Straße 40 01277 Dresden [email protected] Dipl.-Ing. Thomas Wollenhaupt Hydroprojekt Ingenieurgesellschaft mbH Ludwig-Hartmann-Straße 40 01277 Dresden [email protected] Dr.-Ing. Karl Dybek Landestalsperrenverwaltung Sachsen Betrieb Oberes Elbtal Bahnhofstraße 14 01796 Pirna [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Univ. Prof. Dr.-Ing. habil. Hans-B. Horlacher Technische Universität Dresden Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik 01062 Dresden [email protected] Dipl.-Ing. Holger Haufe Technische Universität Dresden Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik 01062 Dresden [email protected] Dipl.-Ing. Eckehard Bielitz Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Zentrale 01796 Pirna [email protected] Dipl.-Geol. Sebastian Fritze Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Betrieb Spree-Neiße 02625 Bautzen [email protected] 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 Author’s Name and Affiliation 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 [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dipl. –Ing. Michael Humbsch Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Referat Wasserbau Postfach 100234 01796 Pirma Tel.: ++49 – 3501 – 796 - 449 Fax: ++49 – 3501 – 796 - 106 [email protected] Dr. –Ing. Uwe Müller Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen, Referat Wasserbau Postfach 100234 01796 Pirma Tel.: ++49 – 3501 – 796 - 471 Fax: ++49 – 3501 – 796 - 105 [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Sam Johansson, Ph.D. HydroResearch Sam Johansson AB Box 1608 S-183 16 TÄBY [email protected] Pontus Sjödahl, Ph.D. HydroResearch Sam Johansson AB Box 1608 S-183 16 TÄBY [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Bernhard Kalusa E.ON Wasserkraft GmbH Johann-Schmidt-Str. 11 86899 Landsberg am Lech [email protected] 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 Zusammenfassung und Ausblick 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. Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Gundo Klebsattel Schluchseewerk AG Säckinger Str. 67 D-79725 Laufenburg [email protected] Dipl.-Ing. Cornelius Torkuhl Walo Bertschinger AG Postfach 7534 CH-8023 Zürich [email protected] Dipl.-Ing. Claudia Burkhardt Schluchseewerk AG Säckinger Str. 67 D-79725 Laufenburg [email protected] Dipl.-Ing. André Fehr Walo Bertschinger AG Postfach 7534 CH-8023 Zürich [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Dr. Helmut Knoblauch TU Graz, Institut für Wasserbau und Wasserwirtschaft Stremayrgasse 10/II, A-8047 Graz [email protected] Dr.-Ing. Sven Hartmann Universität Stuttgart, Institut für Wasserbau Pfaffenwaldring 61, D-70569 Stuttgart [email protected] Dr. Giovanni De Cesare Ecole Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL) Laboratory of Hydraulic Constructions (LCH), CH-1015 Lausanne [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Val Kofoed, P.E. Willowstick Technologies, LLC President 11814 S. Election Rd., Ste. 100 Draper, UT 84020 United States [email protected] Jerry Montgomery, Ph.D. Willowstick Technologies Chief Geophysicist 11814 S. Election Rd., Ste 100 Draper, UT 84020 United States [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil Carsten Könke Marienstrasse 15 99423 Weimar Email: [email protected] Dipl.-Ing. Frank Roesler Ruhrverband Abteilung Talsperrenüberwachung und Geotechnik Kronprinzenstraße 37 45128 Essen Email: [email protected] 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). Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Christian Kubens Rothenburger Straße 241 90439 Nürnberg, Germany [email protected] Dr. Ernst Freyburg Coudraystraße 11 99421 Weimar, Germany Prof. Dr. Jochen Stark Coudraystraße 11 99421 Weimar, Germany [email protected] 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. Authors’ Names and Affiliation Philippe Lazaro, Dip. Civil Eng. EPFL Lombardi Engineering Ltd Chief Hydraulic Engineer Via R. Simen 19 6648 Minusio-Locarno, Switzerland [email protected] 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 [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Ministerialdirektor Wolfgang Lazik Bayerisches Staatsministerium für Umwelt, Gesundheit und Verbraucherschutz Rosenkavalierplatz 2 81925 München [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation 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 [email protected] Vladislav Skoko, B.Sc. C.E. Head of Structural Department IK Consulting Engineers 4/I Studentski Trg 11 000 Belgrade Serbia [email protected] Biljana Trajkovic, M.Sc..B.Sc.C.E. Senior Engineer IK Consulting Engineers 4/I Studentski Trg 11 000 Belgrade Serbia [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dr.-Ing. Hubert Lohr SYDRO Consult Mathildenplatz 8 64283 Darmstadt [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Jörg Lotz LOTZ AG Ingenieure Schloß 3 63571 Wächtersbach [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Georg Loy E.ON Wasserkraft GmbH Luitpoldstraße 27 84034 Landshut [email protected] 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 [email protected] Marian Minárik, Ph.D. Senior lecturer [email protected] Department of geotechnics Slovak university of technology Radlinského 11 813 68 Bratislava Slovakia Acknowledgments and Disclaimer This paper was supported by grant project No. 1/3315/06 302 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. Authors’ Names and Affiliation Warakorn Mairaing, Ph.D. Department of Civil Engineering, Kasetsart University Associate Professor, Head of Department [email protected] Chinoros Thongthamchart, M.Eng. Geotechnical Engineering Research and Development Center Researcher and Doctoral Student [email protected] Nattapol Chaisiwamongkol, B.Eng. Department of Civil Engineering, Kasetsart University Graduate Student, [email protected] 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 Author’s Name and Affiliation Jack H Meldrum, BEng, FICE Mott MacDonald Limited Technical Director, Dams and Hydraulic Structures Demeter House Station Road Cambridge, United Kingdom [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Uwe Müller Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen Referat Wasserbau PF 100234 01782 Pirna [email protected] Dipl.-Hydrol. Ulf Winkler Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen Referat Wassermenge PF 100234 01782 Pirna [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dr.-Ing. Uwe Müller Landestalsperrenverwaltung des Freistaates Sachsen Referat Wasserbau PF 100234 01782 Pirna [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. Maren Niemeyer Dipl.-Ing. Nils Peter Huber Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen Köngeter Mies-van-der-Rohe-Str. 1 52056 Aachen [email protected] Dipl.-Ing. Herbert Polczyk Eisenbahnstrasse 5 52353 Düren [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation 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 [email protected] 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 Anschrift der Verfasser 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] Perzlmaier, S.: Verteilte Filtergeschwindigkeitsmessung in Staudämmen. Berichte des Lehrstuhls und der Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Technische Universität München, Heft 109, 2007. [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 Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Sebastian Perzlmaier TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG Bereich Engineering Services Eduard-Wallnöfer-Platz 2 A-6020 Innsbruck [email protected] Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Markus Aufleger Arbeitsbereich Wasserbau Leopold-Franzens-Universität Innsbruck Technikerstraße 13 A-6020 Innsbruck [email protected] 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 Anschrift der Verfasser apl. Prof. Dr.-Ing. habil. Reinhard Pohl Dr.-Ing. Antje Bornschein Institut für Wasserbau und Technische Hydromechanik der Technischen Universität Dresden 01062 Dresden [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Archibald Richter Minova CarboTech GmbH Am Technologiepark 1 45307 Essen [email protected] Dipl.-Ing. Heinrich Arnold Minova CarboTech GmbH Am Technologiepark 1 45307 Essen [email protected] 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 [email protected] Jan Jandora, Ing., Ph.D. Brno University of Technology Institute of Water Structures Zizkova 17 602 00 Brno Czech Republic [email protected] 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 Republic, project No. 103/05/2391. Author’s Name and Affiliation Jaromir Riha, Prof., Dipl.-Ing., CSc. Institute of Water Structures Brno University of Technology, Faculty of Civil Engineering Zizkova 17, 602 00 Brno Czech Republic [email protected] 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 Republic, project No. 103/05/2391. 390 Authors’ Names and Affiliations Jaromír ěíha, prof., Dipl. - Ing., CSc. Brno University of Technology Institute of Water Structures Zizkova 17, 602 00 Brno Czech Republic [email protected] Jiri Svancara, Dipl.- Ing., Pöyry Environment, a.s. Botanická 834/56 602 00 Brno Czech Republic jiri [email protected] 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. Author’s Name and Affiliation Yusup Rysbekov, Dr. Interstate Coordination Water Commission of Central Asia Scientific Information Centre Assistant Director B-11, Karasu-4, Tashkent, 700187, Republic of Uzbekistan [email protected] [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Patrick Schäfer, Dr.-Ing. Edwin Ayros Fichtner GmbH & Co. KG Sarweystr. 7 70191 Stuttgart [email protected], [email protected] Eng. Farhad Noorzai Ministry of Energy & Water, PCU Darul Aman Road Kabul, Afghanistan [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Prof. Dr.- Ing. Lothar Scheuer Aggerverband Sonnenstraße 40 51645 Gummersbach [email protected] Dipl.-Ing. (FH) Helge Klopsch Aggerverband Sonnenstraße 40 51645 Gummersbach [email protected] Prof. Dr.- Ing. Ekkehard Heinemann Fachhochschule Köln Betzdorfer Straße 2 50679 Köln [email protected] 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 [email protected] 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) Anschrift der Verfasser Dipl.-Ing. (FH) Frank Schmidt DYWIDAG-Systems International GmbH Siemensstraße 8 85716 Unterschleißheim [email protected] Dipl.-Ing. Florian Stützel DYWIDAG-Systems International GmbH Siemensstraße 8 85716 Unterschleißheim [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dr.-Ing. Roland Schmidt Lahmeyer International GmbH Friedberger Straße 173 61118 Bad Vilbel [email protected] 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. Anschrift der Verfasser 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 [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Dr.-Ing. Christoph Schöpfer [email protected] Maria Trost 3 56070 Koblenz Dr.-Ing. Gerhard Björnsen [email protected] Dipl.-Ing. Maren Dietze [email protected] Timmenröder Str. 1a 38889 Blankenburg Dipl.-Ing. Joachim Schimrosczyk [email protected] 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. Anschrift der Verfasser Prof. Dr. rer. nat. habil. Andreas Schumann [email protected] Universitätsstr. 150 44780 Bochum Dipl.-Ing. Eva Lechthaler [email protected] 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. Anschrift der Verfasser 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 Authors’ Names and Affiliation Alberto M. Scuero, Dr. Eng. CARPI TECH S.A. Technical Director Corso San Gottardo 86 CH 6830 Chiasso [email protected] Franz Josef Gruber, Dipl.-Ing. Dr. Energie Steiermark AG Projektleiter Wasserbau und membra Leonhardstrasse 59 8010 Graz [email protected] Robert Strumberger, Dipl.Verw.Wirt FH Stadt Vöhrenbach Bürgermeister Friedrichstrasse 8 78147 Vöhrenbach [email protected] Regina Saier-Grieshaber, Dipl.Verw.Wirt FH Stadt Vöhrenbach Referentin des Bürgermeisters Friedrichstrasse 8 78147 Vöhrenbach [email protected] Matthias Neininger Stadt Vöhrenbach Bauamtsleiter Friedrichstrasse 8 78147 Vöhrenbach [email protected] 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 Authors’ Names and Affiliation Pontus Sjödahl, Ph.D. HydroResearch AB Box 1608 S-18316 Taby Sweden [email protected] Sam Johansson, Ph.D. HydroResearch AB Box 1608 S-18316 Taby Sweden [email protected] Torleif Dahlin, Ph.D. Engineering Geology, Lund University Box 118 S-22100 Lund Sweden [email protected] 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. Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Karl-Heinz Straßer Luitpoldstraße 27 84034 Landshut [email protected] 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 Zusammenfassung und Ausblick 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. Anschrift der Verfasser Prof. Dr.-Ing. Theodor Strobl Joseph-Haas-Weg 35 80290 München [email protected] Dipl.-Ing. Roland Hoepffner Dipl.-Ing. Tobias Hafner Lehrstuhl und Versuchsanstalt für Wasserbau und Wasserwirtschaft Arcisstraße 21 80333 München [email protected] [email protected] 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 Anschrift der Verfasser Robert Strumberger Bürgermeister der Stadt Vöhrenbach Friedrichstraße 8 78147 Vöhrenbach [email protected] Regina Saier-Grieshaber BM-Referentin und Projektkoordination Friedrichstraße 8 78147 Vöhrenbach [email protected] 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 Anschrift des Verfassers Dipl.-Ing. Justus Teicke Harzwasserwerke GmbH Betriebshof Clausthal Erzstraße 24 38678 Clausthal-Zellerfeld [email protected] 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
