WYDZIAŁY POLITECHNICZNE KRAKÓW

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BIBLIOTEKA GŁÓWNA

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Biblioteka Politechniki Krakowskiej

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Vom Verfasser ergebenst überreicht.

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Sonderabdruck

aus dem

Taschenbuch für Bauingenieure

Herausgegeben von M. Foerster

(Verlag von Julius Springer in Berlin)

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BIBLIOTEKA PGLIIECHilIGZiÂ

KRAKÓW

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11 dv tut

Wasserversorgung der Städte.

Von

Stadtbaurat a. D. Theodor Koehn, Berlin.

I. Vorarbeiten.

A. Die Eigenschaften des Bedarfswassers.¹)

a) Das Wasser zum Trinken muß klar, geruchlos, ohne besonderen Bei» geschmack, kühl (günstigste Temperatur zwischen 7—12° C) und im physikalischen, chemischen und bakteriologischen Sinne in erreichbaren Grenzen „rein“ sein'. Wasser mit größeren Mengen als Spuren von salpetriger Säure oder Ammoniak sollte nur mit Vorsicht zum Gebrauch als Trinkwasser zugelassen werden, da diese Bestandteile darauf hindeuten, daß das Wasser mit Faulstoffen in Berührung gekommen ist²).

Das im wissenschaftlichen Sinne chemisch reine Wasser (H₂0) besteht aus 88,80 Gewichtsteilen Sauerstoff und 11,20 Gewichtsteilen Wasserstoff. Chemisch reines Wasser kommt in der Natur nicht vor.

Für den praktischen Gebrauch wird ein Wasser als physikalisch und chemisch „rein“ bezeichnet, wenn es in 100 000 Gewichtsteilen nicht mehr enthält:

1.    als 50 Teile beim Verdampfen zurückbleibender mineralischer und organischer Stoffe (500 mg im 1);

2.    als 20 Teile Erdalkalimetalloxyde (Calciumoxyd und Magnesiumoxyd) (200 mg im 1);

3.    als 3 Teile Chlor bzw. 5 Teile Kochsalz (30 mg bzw. 50 mg im 1);

4.    als 10 Teile Schwefelsäure (S0₃) (100 mg im 1);

5.    als 0,5—1,5 Teile Salpetersäure (N₂Oö) (5—15 mg im 1).

6.    als 0,03 Teile Eisen (0,3 mg im 1) und

7.    wenn zur Oxydation der in 100 000 Teilen befindlichen organischen Stoffe 0,8—1,0 Teile Kaliumpermanganat (KMn0₄) (8—10 mg pro 1) genügen;

8.    wenn die in 100 000 Teilen befindlichen stickstoffhaltigen organischen Stoffe in der Regel nicht mehr als 0,5 Teile organischen Kohlenstoff (5,0 mg im 1) und 0,02 Teile (0,2 mg im 1) Albuminoidammoniak aufweisen.

Diese Zahlen sind aber nicht als absolute Grenzwerte anzusehen, es kann vielmehr ein Wasser noch als brauchbares Trinkwasser angesehen werden, wenn der Gehalt an einzelnen Bestandteilen überschritten wird.

0 Vgl. Dr. H. Klut, Untersuchungen des Wassers an Ort und Stelle. Berlin 1908.

ÜJüL/t/o

²) Bei der Wasserversorgung der Stadt Vegesack hat sich ein Brunnenwasser mit 0,325 mg/1 Ammoniak und 0,175 mg/1 salpetriger Säure noch als vollkommen brauchbar erwiesen (vgl. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 57).

Akc. Nr.

Das Eisen findet sich oft in viel größeren Mengen als unter 6 angegeben in den tieferen sauerstoffarmeren Schichten als gelöstes Eisenoxydul, zu welchem das ursprünglich unlösliche im Erdreich vorhandene Eisenoxyd durch den Sauerstoffverbrauch sich zersetzender organischer Stoffe übergeführt wird. Kommt eisenhaltiges Wasser mit der Luft in Berührung, so wird es in eine unlösliche Verbindung (Eisenoxydhydrat) übergeführt, welche nach dem heutigen Stande der Technik sich ohne große Kosten ausscheiden läßt (vgl. Kap. II, S. 1571)*

Der Eisengehalt des Wassers begünstigt die Bildung von verschiedenen Algen (so besonders der Chrenotherix polyspora und der Leptothrix ochracea), welche bei massenhaftem Auftreten die Verwendung des Wassers zum Trinken und auch zu sonstigen Zwecken des Hausgebrauchs usw. ungeeignet machen. Viele Wasserwerke haben früher darunter gelitten, z. B. Berlin, Leipzig, Königsberg i. Pr., Kiel, Frankfurt a. d. Oder und andere.

Im bakteriologischen Sinne „reines“ Wasser soll bei frischer Entnahme auf 1 ccm nicht mehr als 100 entwicklungsfähige Keime haben. Wasser, welches dieser Bedingung entspricht, kann selbst im keimdicht verschlossenen Raume bei längerem Stehen eine erhebliche Vermehrung der Keime zeigen, weshalb sich die Untersuchung auf frisch entnommenes Wasser beziehen muß. Organische Verunreinigungen und Keime lassen sich ebenso wie das Eisen aus dem Wasser mit wirtschaftlich erschwinglichen Kosten ausscheiden.

Als Trinkwasser wird hartes Wasser (18—20 deutsche Härtegrade) bevorzugt. Wasser mit mehr als 30 deutschen Härtegraden ist zu vermeiden, namentlich wenn die Härte durch Magnesiasalze oder durch Gips erzeugt ist. Ein deutscher Härtegrad entspricht dem Gehalt von einem Teile Gesamtkalk (Kalk CaO und Magnesia MgO) auf 100 000 Teile¹). Die französische Härte wird nach dem Gehalt an kohlensauren Salzen (CaC0₃) auf 100000 Teüe bestimmt.

Die englische Härte bezieht sich auf denselben Gehalt in 70 000 Teilen Wasser. Ein deutscher Härtegrad entspricht 1,79 französischen und 1,25 englischen Härtegraden.

Wasser mit weniger als 10—15 deutschen Härtegraden gilt noch als weich, Wasser mit mehr als 30° Härte als sehr hart. Wasser aus Granit, Basalt, Schiefer und Quarzgebirge ist meistens weich, aus Kalksteingebirge, Dolomit, Mergel, kalk- und gipshaltigen Erden meistens hart. Die Härte des Wassers bei gewöhnlicher Luft wärme bezeichnet man als Gesamthärte, diejenige, welche das Wasser noch nach dem Kochen aufweist, als bleibende Härte²).

b) Für alle gewerblichen Zwecke ist weiches Wasser vorzuziehen. Beim Kochen scheiden sich Kalk und Magnesia teilweise aus (Kesselstein) und setzen sich an den Kesselwandungen fest. Daher ist hartes Wasser für Dampfkesselspeisung ungeeignet. Erst bei Wasser von nicht mehr als 4—5° Härte sind Kesselsteinbildungen nicht mehr zu befürchten. Es gibt zahlreiche Verfahren, um hartes, für Kesselspeisung ungeeignetes Wasser durch Ausscheidung weich zu machen.

Beim Waschen mit hartem Wasser ist der Verbrauch an Seife (Verbindung von Stearinsäure und Natron) größer als bei weichem Wasser. Kalk und Magnesia gehen mit der Stearinsäure eine unlösliche Verbindung ein, die sich in weißen Flocken ausscheidet. Hierzu werden bei 10° Härte auf 1 1 Wasser 1,2 g Seife verbraucht, ehe die Schaumbildung beginnt. Diese unlöslichen Verbindungen (Kalkseifen) verstopfen die Poren der Gewebe, die dadurch an Weichheit einbüßen.

Eisenhaltiges Wasser ist für Papierfabriken, Wäschereien, Bleichereien und Färbereien unverwendbar, selbst wenn das Eisen auch nur in Spuren vor kommt. Auch für Brauereien und Badeanstalten ist ein stärkerer Eisengehalt sehr störend; für den Hausgebrauch macht er sich durch das Absetzen des Eisens in den Gefäßen unangenehm bemerkbar, bei Springbrunnen durch Bildung eines braunen Überzuges. Beim Sprengen von Gartenanlagen ist ein starker Eisengehalt für die Pflanzen nachteilig.

Für die Zuckerfabrikation sind besonders salpetersaure Salze und kohlensaure Alkalien unerwünscht. Wasser mit viel freier Kohlensäure (mehr als 10 mg im 1) greift die eisernen Rohrleitungen, ebenso auch die Bleirohre usw. an, und es können dadurch starke Verunreinigungen des an sich reinen Wassers ein-treten. Hierbei ist es von Wichtigkeit, ob es sich um ein weiches oder hartes Wasser handelt. Bei hartem Wasser, d. h. bei starker Alkalität, kann das Wasser eine größere Menge freier Kohlensäure enthalten, ohne daß das Wasser sauer reagiert, d. h. angreifend wirkt. Unter Umständen ist eine Entsäuerungsanlage notwendig¹).

B. Der Wasserbedarf.

Der Wasserbedarf wird in der Regel als Durchschnitt in Litern pro Kopf und Tag berechnet. Seine Größe richtet sich nach der Art der Wasserabgabe, nach der Höhe der Tarife und nach der Bedeutung der Industrien und gewerblichen Anlagen, welche aus dem Werke gespeist werden sollen. Er ist in den verschiedenen Ländern sehr verschieden, z. B. in England etwas und in Amerika²) durchschnittlich erheblich höher als in Deutschland. Aber auch hier hat der Bedarf für öffentliche und häusliche Zwecke mit der Zunahme des Wohlstandes eine steigende Tendenz. Für deutsche Verhältnisse kann man den mittleren Bedarf pro Kopf und Tag bei Abgabe mittels Wassermesser

100—1301 80—110 1 60— 901

für größere Städte über 100 000 Einwohner auf rd.

für mittlere Städte zu............

für kleine Städte zu.............

für Überlandversorgungen mit vorwiegend dörflicher Bebauung zu 40— 60 1

pro Kopf und Tag annehmen. Im übrigen wird man sich nach den Betriebsergebnissen vorhandener Wasserwerke mit ähnlichen örtlichen Verhältnissen wie den in Frage stehenden zu richten haben. Der Einfluß des Wasserverbrauchs von Industrie und Gewerbe kann unter Umständen so erheblich sein, daß die oben angegebenen Zahlen bei weitem nicht ausreichen würden.

Der größte Tagesverbrauch ist meist gleich dem 1,5fachen des durchschnittlichen (mittleren) zu bemessen. Der größte Stundenverbrauch beträgt im allgemeinen 6,5—7% des Tagesverbrauchs. Der mittlere Stunden-verbrauch ist = 4,17 %> der kleinste Stunden verbrauch 1,1—2,3 %• Ein Wasserwerk ist demnach so einzurichten, daß pro Stunde mindestens 6,5 bis 7 * L5% oder rd. ¹/₁₀ des mittleren Tagesverbrauchs mit Sicherheit zur Verfügung gestellt werden kann.

Tabelle I gibt eine Übersicht über den Verbrauch in 86 Städten und über die Verteilung des durchschnittlichen Verbrauchs auf öffentlichen und Privat-verbrauch.

!) Scheelhaase, Frankfurt a. M., Die Entsäuerung des Frankfurter Stadtwaldwassers. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 822.

²) In    London betrug    1890    der mittlere Verbrauch 1401,

und in 76 amerikanischen kleineren Städten durchschnittl. 401,5 1.

1051

3601

4471

4561

Als Anhaltspunkte zur Schätzung des Bedarfs im einzelnen mögen folgende Angaben dienen:

A. Gebrauchswasser in Wohngebäuden und Stallungen.

Zum Trinken, Kochen und Reinigen für Kopf und Tag............

Zur Wäsche desgl..............................

„ Abtrittsspülung (einmalig).......................

„ Spülung eines Harnstandes in Zwischenräumen (nach jeder Benutzung) für den

Tag im Durchschnitt..........................

Desgl. zur dauernden Spülung für 1 m Spülrohr und Stunde..........

Ein Wannenbad..............................

„ Brausebad ..............................

Gartenbesprengung an trockenen Tagen für 1 qm täglich...........

Für Fußweg- und Hofbesprengung für 1 qm.................

„ ein Arbeitspferd oder ein Stück sonstiges Großvieh täglich........

„ ein Stück Kleinvieh (ein Kalb oder Schaf 8 1, ein Schwein 13 1)......

„ Reinigung eines Wagens zum Fahren von Personen............

20—30 1 10—15 1 5—6 11)

30 1

200 1 350 1 20—35 1

1,5 1

1,5 1

50 1

10 l²) 200 1*)

B. Wasserbedarf öffentlicher Anstalten.

In Schulen für jeden Schüler und Schultag . .

„ Kasernen für jeden Mann und Verpflegungstag „ Kasernen für jedes Pferd und Verpflegungstag „ Kranken- und Versorgungshäuser für eine Person und Verpflegungstag. . . 100—150 1 „ Gasthöfen für eine Person und Verpflegungstag (ohne Wasserdruckaufzüge).

,, Badeanstalten für jedes Wannenbad einschl. Reinigung..........

„ Waschanstalten für 100 kg Wäsche...................

„ Schlachthäusern, Gesamtverbrauch für jedes Stück geschlachtetes Vieh . . 300—400 1 ⁶) „ Markthallen für jedes qm bebaute Fläche und jeden Markttag „ Bahnhöfen, Tagesbedarf für jede im Gebrauch befindliche Lokomotive . . 6000—8000 1 ⁶)

20 1

40 1

100 1 500 1 400 1 ⁴)

51

C. Für sonstige öffentliche Zwecke.

Zum einmaligen    Besprengen    von    1    qm    Pflaster.................

,,    „    „    „    1    „    Steinschlagbahn.............

„    ,,    ,,    ,,    1    „    Gartenanlagen..............

öffentliche Bedürfnisstände mit Spülung in Zwischenräumen für Stand und Stunde .

Desgl. mit beständiger Spülung für 1 m Spülrohr und Stunde..........

öffentliche Ventilbrunnen, ohne beständigen Abfluß, für jeden Tag und Auslauf . . 3000 1 ⁹)

D. Für gewerbliche Zwecke.

Wasserverbrauch für das Hektoliter gebrauten Bieres (ohne künstliche Kellerkühlung und Eisbereitung)

Dampf- und Gasmaschinen. Ist auf die Versorgung von Dampfmaschinen durch die Wasserleitung Rücksicht zu nehmen, so kann man für eine Dampfmaschine ohne Kondensation

1,51

1,5 1’)

601

200 18)

500110)

!) Bei durchgängiger Anwendung von Spülbehältern ist diese Zahl auf 8—10 1 zu erhöhen. Die gleiche Wassermenge ist für Kopf und Tag zu rechnen.

²) Nach anderen Annahmen gebraucht ein Stück Jungvieh 25 1, ein Schwein 201, ein Schaf 2—3 1.

s) Für einen Lastwagen genügen 40—100 1 je nach Größe und Art der Reinigung.

⁴) Für einzelne Waschstände werden 1,2 cbm täglich gerechnet.

ö) Die angegebene Zahl gilt vielfach nur für Großvieh und wird für Kleinvieh auf 150—200 I beschränkt.

⁶) Die einmalige Speisung einer Lokomotive erfordert 6—8 cbm Wasser; eine Schnellzugmaschine verbraucht 3,4—4 cbm, eine Güterzugmaschine 2,1—3,6, eine Maschine für gemischte Züge3,0—3,6 cbm in der Stunde; bei der Berechnung des Tagesbedarfs ist das Wasser für Wagenwäschen, sowie für den Verbrauch in den Werkstätten usw. zu berücksichtigen.

’) Die Wassermenge, welche zur Besprengung der etwa li/₆ Millionen qm haltenden Berliner Anlagen mit den darin befindlichen Wegen dient, wird durch Wassermesser gemessen und betrug jährlich 1888/89 = 197 1, 1889/90 = 185 1 für das qm, was der Aufbringung einer Wasserschichthöhe von 19,7 bzw. 18,5 cm entspricht.

⁸) In Berlin erfordert beständige Spülung unter Anwendung von Stellhähnen (Kaliberhähnen) 3—3,5 cbm in 24 Stunden. — Viel wohlfeiler stellt sich der Betrieb der Ölstände, welche deshalb die Stände mit Wasserspülung allmählich verdrängen.

o) Der Verbrauch hängt sehr von dem Umfange der Benutzung ab; für Brunnen mit beständigem Abfluß sind 15—20 cbm täglich zu rechnen.

io) Die Wassermenge für künstliche Kühlung (welche aber meistens besonderen Brunnen entnommen wird) beträgt 1,2—1,5 cbm für jedes Hektoliter Bier. Zur Verwandlung von 1 kg Wolle in Tuch (Dampfmaschine, Wollwäsche, Walkerei, Rauherei, Spülen der farbigen Stoffe) ist 1 cbm, zur Herstellung von 1 kg Zucker etwa 0,1 cbm Wasser erforderlich.

etwa 30 1 und für eine solche mit Kondensation 350 1 für Pferdekraft und Stunde rechnen, unter Voraussetzung der vollständigen Erneuerung des gebrauchten Kondensationswassers (also ohne dessen Wiederverwendung nach erfolgter Abkühlung). — Der Betrieb von Gasmaschinen erfordert 40—60 1 Kühlwasser für 1 cbm Gas.

Springbrunnen. Ein kleiner Springbrunnen in Gärten für Becken von 2—3 m Durchmesser beansprucht 200—500 1 in der Stunde; öffentliche Springbrunnen verbrauchen je nach ihrer Größe 10—100 cbm stündlich und mehr.

Das Verbauen von 1000 Ziegeln einschließlich des Wassers zur Mörtelbereitung erfordert etwa 750 1 Wasser.

Ein Wasserpfosten (Hydrant, Feuerhahn) liefert je nach Ventil weite und Leitungsdruck sekundlich 5—10 1.

In den Angaben der Tabelle I sind die Verluste im Netze und diejenigen Verluste, welche auf mangelhafte Angabe der Wassermesser zurückzuführen sind, mit enthalten. Alles nur tropfenweise abfließende Wasser wird von den Messern nicht gemessen. Durch Undichtigkeit der Muffen und des Netzes können ziemlich erhebliche Wassermengen verloren gehen.

Die Gesamtwasserverluste betrugen in Prozenten der Gesamtabgabe in Betriebsjahr Gesamtverlust

Ort

Ort

Annaberg i. S. 1897

1897/98

Barmen

1%

Basel

Berlin

Bonn

Braunschweig

Colmar

Darmstadt

Dessau

Dresden

Düsseldorf

1897

1897/98

10%

23%

1897

11%

1%

1897/98

1897/98

1897/98

1897

1897

1897/98

9%

8%

5%

0,5%

0,1%

5%

Eisenach

Hannover

Kiel

Königsberg

Magdeburg

M.-Gladbach

Straßburg

Wiesbaden

Worms

Zürich

Betriebsjahr Gesamtverlust

1897

1897/98

1897/98

1897/98

1897/98

1897/98

1897/98

1897/98

1897/98

1896/97

oo

12%

10%

9%

4%

5%

5%

Den Netzverlusten beugt man am besten dadurch vor, daß man das Netz in Bezirke aufteilt und durch Bezirkswassermesser die Feststellung der Verluste ermöglicht und die Auffindung und Beseitigung der Ursachen erleichtert. Bei guter Anlage sollte der Verlust nicht mehr als 5 bis allerhöchstens 10% betragen. Die Abgabe des Wassers erfolgt heute meistens durch Wassermesser. (Näheres vgl. S. 1595-)

Bei der Feststellung des Bedarfs ist selbstverständlich die Bevölkerungszunahme zu berücksichtigen. Für diese Zwecke empfiehlt sich die graphische

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Pose, 7 738i '90

Darstellung der bisherigen tatsächlichen Bevölke

Jan.

Febr.

Marz

Juli

Dez.

rungszunahme und der Annahmen, welche man für die weitere Steigerung machen will. Hierbei sollte man sich die Bilder über das Anwachsen der Bevölkerung in möglichst vielen ähnlichen anderen deutschen Gemeinwesen vor Augen halten.

Der J ahresverbrauch verteilt sich nicht gleichmäßig (8,33%) über alle Monate des J ahres, sondern er ist im Durchschnitt in der warmen J ahreszeit erheblich höher als in der kalten. Fig. 1 gibt eine Darstellung des Schwankens des Verbrauchs in 4 Städten¹).

Linie

Stettin

Düsseldorf

Posen

Leipzig

des mittler

v/

\/

'Düs

Leipzig 1383

'l/eró ^auci s\

188l V30

Fig. i.

¹) Aus Oesten, Handb. d. Ing.-Wissensch. Teil III, Bd. 3, S. 19, 1904.

-A

S><

I. Tabelle des Wasserverbrauchs.

Zusammengestellt nach der XX. Zusammenstellung der Betriebsergebnisse von Wasserwerken des Deutschen Vereins von Gas- und Wasserfachmännern. Erklärung: G. m. E. = Grundwasser mit Enteisung. Fl. m. F. = Flußwasser mit Filtration. Q. = Quellwasser. P. = Pauschale, o. F. = ohne Filtration, n. F. = natürliche Filtration, gr. = gratis. Kl. = Klärung.

14

Selbstverbrauch und Verlust in °/o von 4

9,34

0,85

0,67

2,63

0,79

21,20

17,44

2,28

11,89

2,37

12,08

8,17

12,39

0,29

8,26

8 ,2,SSSSSASSS asssa s-'sss Ï ¹ 2 ¹    °'°'ł188

6,31

26,99

25,65

0,12

21,29

9,63

23,20

14,35

21,04

12    13

11

10

Wasserpreis pro cbm

für

Privatgebr. hoch- I nie-ster drigst.

0-.S5

CS

12

cts.

228'°22 2

öffentliche

Zwecke

V. M-i offen tl. § S Gebrauch

"I

fl

Verbrauch pro

Privat

gebrauch

Verhältnis von 6 zu 7

Kopf u. Tag

Art

durch-

schnittl.

cbm

stärk-

ster

cbm

der Gewinnung

Gesamtabgabe in cbm

Ein

wohner

zahl

Ort und Betriebsjahr

Lfd. Nr.

15

10

gr.

11

15

P.

Heller Heller

25

5,5

0,079 0,006

—    0,041

0,176 0,055

0,048 0,008

Selbstkosten . n exkl. Verzins. Amortisation —    7, 8 u. 10    30

15

12

13

12

12

1,38

1,26

1,23

0,17

gr.

12

gr.

55 900 Mk. Vergütung 15

cts.

15

20

30

20

30

20

g IcicTTj-OvvON'fl'flOOÄNVOMOS-ygl^O^OO^OOT.O | rOMO

| 8883|88888Ss|s2S88j!à j!s$8S88S:?S ¹ "°⁸-

00 00

0,118 0,016 0,090 0,008 0,22    0,05

0,124 0,011

P.

cts.

gr.

gr-

gr.

•J3

•jS

18

P.

16

10

’jä

15 000 Mk.

•jS

gr-

17

gr.

10

5,6

10

gr.

10

5,8

P.

10

10—15

15

gr-

10

gr-

10

gr-

•iS

17

P.

0,218 0,019

0,074 0,009

0,072 0,012 0,236 0,017 0,068 0,006

Blisli 8 slilfilisill 8Ü58

o*" d d d o o~ o“ d o d d d d d d d d d o d d d d

lit! I II 11 mil

oooo oo ooooo

0,089

0,071

0,074

0,084

0,153

0,079

0,061

0,050

0,075

0,091

0,068

0,102

0,035

0,075

0,067

0,059

0,087

0,118

0,076

0,058

0,050

0,057

0,043

0,048

0,121

0,059

0,134

0,063

0,070

0,036

0,052

0,118

0,052

0,080

0,038

0,084

1,36

1,43

1,49

1,65

1,09

1,41

1,63

1,21

1,44

1,38

1,15

1,41

1,40

1,58

1,34

1,58

1.84

MO

1,48

1,52

1,42

1,57

1,56

1,61

1,31

1,65

1,47

1,53

1,25

2,52

1,55

1,45

1,32

1,32

1,71

1,89

1,54

0,264

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0,117

0,196

0,069

0,31

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0,168

0,145

0,129

0,180

0,248

0,330

0,109

0,174

0,117

0,104

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Mliii ! I'§!!§§!§§?! III-II I I-III'lllllllll

o.

2173 999 67 940250 |G. m. E. Fl. m. F. 800000 66125 575 848 000 48165093 552000 46635 685 1924145 39484 630

Fl. m. F. u. G. Q. u. G.

Q. u. G.

Berlin 1907 ... Gelsenkirchen 1907 Hamburg 1907 • • München 1907 • •

Wien 1907 ....

G. o. F.

322183 31 102049

Dortmund 1./4. 07—08

674 781    22 743 692 I G. m. E. u. F.

431000    21086 720

523000    18 721 374

182000    17 849 800 I G. u. Fl. m. n. F.

440 750    16 756900

329850    16284 384

G.

G.

G. m. E.

G.

Fl. m. F.

230000    16093 284

Charlottenburg l./l0.07—08¹) . . Cöln a. Rh. 1./4. 07—08 . . . .

Dresden l./l. 07—08 ......

Bochum 07—08    ........

Kopenhagen 1./4.07—08    . . . .

Düsseldorf 1./4. 07—08 .....

Bremen 1 ./4. 07—08    ......

488274 14860181 J Fl. m.F..G.m.E.

260375 10824064 307 700    9459286

96 700 8 977 648 317 931 8 593 838

G. m. E. Q. u. G.

G.

G. m. E.

Ph"

Zürich 1907 ..........

Breslau 1./4. 07—08    ......

Charlottbg. G.m.b.H. 1 ./4. 07—O8²)

Nürnberg 1907 .........

Augsburg 1907 .........

Hannover 1./4. 07—08    .....

1)    Die Werke versorgen fast alle westlichen Vororte Berlins.

2)    Versorgt das Gemeindegebiet der Stadt Charlottenburg.

170000    14 700098

(3 r    W

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8293 175 7 787 459 6444 590 6275038 6174 863 5 359677

244440 147 000 225 780 173 260 83 500 180 765

5 225076

230000

4831 250 4 748 610 4 573 320 3 958 947 3 900000 3 209485 2167 567 2137 726 735 449 1 828 907 1807048 1 757 220

150 560 157 640 135000 141 400 65000 67 000 73000 85 550

51000

55145 41000 55 500

1 708827 1 659364 1142355 1 122000 1083 619

72000 75000 47 650 52148 54 547

Magdeburg 1907 ........

Straßburg i. E. 1907    ......

Königsberg i. Pr. 1907—08. . . .

Mannheim i./i. 07—08 .....

Würzburg 1907    ........

Halle a. S. 1907 ........

Stettin 1./4. 07—08 .......

Cassel 1907    ..........

Danzig 1907 . . . .......

Posen 1907—08    ........

Braunschweig 1 ./4. 07—08 . . . .

Metz 1 ./4. 07—08    .......

Rostock 1907—08    .......

Bielefeld 1 ./4. 07—08 ......

Ludwigshafen a. Rh. 1907 . . . .

Heidelberg l./l. 07—08 .....

Trier 1907—08 .........

Hamm i. W. 1./4. 07—08 . . . . Dessau 1./7. 07—08    ......

Preßburg i. Ungarn l./l. 08—09 .

Spandau 1907—08 .......

Bamberg 1907 .........

Brandenburg 1./4. 07—08 . . . . Flensburg 1907—08    ......

1051 661

23 800

Kolberg 1./4. 07—08

1040000 865 000 856165 855 900 851 290 850264 810 629 805 410 820951 776000 770930 686670 643 343 634199

40139 16000 29048 32 200 26000 34 500 31 400 23 600 33 500 17000 40000 236H 39765 18 544

Eisenach 1907.........

Homburg 1./4. 07—08    .....

Saarbrücken 1./4. 07—08 . . . .

Weimar 1./7. 07—08 ......

Ohligs 1./4. 07—08 .......

Bayreuth 1908 .........

Reinickendorf 1908.......

Ingolstadt 1908........

Iserlohn 1./4. 07—08 ......

Annaberg i. S. 1907 .......

Tilsit 1907—08 .........

Luckenwalde 1908 .......

Landsberg a. W. 1./4. 07—08    . .

Neuwied 1./4. 08—09 ......

Selbstverbrauch $ und Verlust im Prozentsatz von 4

1,38

10,70

2,60

5,72

15,95

9,22

16,22

0,33

7,72

8,22

0,78

6,09

9,30

4,18

7,87

5,65

12    13

11

Wasserpreis pro cbm

für

Privatgebr. hoch-1 nie-ster drigst.

20

20

20

16

20

10

15

13,5

20

20

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20

25

22

20

20

15

30

14

20

20

20

30

öffentliche

Zwecke

P.

15 bzw. 8 b. 5

P.

20

20

20

P.

10

wo Messer, 10 Pf. gr. 125—111

25

25

30

30

25

20

60

20

18

30

S3

30

30

30

25

P.

15

P. 300 Mk.

20

30

15

gr.

10

10

15

15

10

ent-

auf

öffentl.

Gebrauch

0,012

0,004

0,008

0,012

0,005

0,003

0,001

0,029

0,002

0,002

0,001

0,001

0,000

0,002

0,000

0,001

0,000

0,003

0,000

0,004

0,000

0,000

0,000

Tabelle des Wasserverbrauchs (Fortsetzung).

Privat

gebrauch

Verhältnis von 6 zu 7

Verbrauch pro Kopf u. Tag

durch- I schnittl.

cbm I cbm

Art

der Gewinnung stärkster

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wohner- abgabe zahl    in cbm

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340000

304 217 278 265 400000 259435 256743 223 943

219000

213140 192168 169 694 166674 164 000 116385 115861 129000 114816 83 500 82 627 44 000

40    576

41    117 32 535

mil æ isisis i §îaiiii»isissii

m VO m^W-mtO CO OSOvM'ÛT-moOfOr-NO'mNOMO <NCN<N<NCS CN t- t- T- -r- T- CN    t- t- T* T- -- -r-

Ort und Betriebs]*ahr

Merseburg 1./4. 07—08 .....

Greifswald 1907—08    ......

Gnesen 1907—08 ........

Eisleben 1907—08 .......

Marburg (Cassel) 1 ./4. 07—08 . .

Glogau 1908 ..........

Rendsburg 1907—08 ......

Jauer 1907—08    ........

Ölsnitz i. V. 1908 ........

Gl atz 1./4. 07—08    .......

Sagan 1 ./4. 07—08 .......

Rathenow 1 ./4. 07—08 .....

Donaueschingen 1907 ......

Bendorf a. Rh. 1./4. 07—08 . . •

Werdau 1907    .........

Mittweida 1907    ........

Glückstadt 1907—08 ......

Oranienburg 1./10. 07—08 . . . •

Anklam 1./4. 07—08 ......

Oberlahnstein 1907—08 .....

Landeshut (Schl.) 1908 .....

Neustrelitz 1907 ........

Sondershausen 1 ,/4. 07—08    . . .

Waren i. Meckl. 1907 ......

Bingerbrück 1908.......

Deutsch-Krone 1907    ......

Zehdenick 1907........

Templin 1907    .........

Lfd. Nr.

ŚŚsSS Ś ŚSŚS&S ^

Um den schwankenden Bedarf der einzelnen Stunden des Tages auszugleichen, wird man in der Regel einen Ausgleichsbehälter einschalten, dessen Kosten beim Pumpenbetrieb meistens durch die Ersparnisse infolge der Vergleichmäßigung des Betriebes aufgewogen werden. Findet gleichmäßiger 24 ständiger Zufluß statt, so wird während der 12 Tagesstunden der Mehrverbrauch über den mittleren Bedarf etwa 19,2% des Tagesverbrauchs, also für den stärksten Bedarf 19,2 * 1,5 = 28,8% des mittleren Tagesbedarfs betragen und deshalb der Ausgleich-behälter für die Aufnahme von etwa V₃ des mittleren Tagesbedarfs anzulegen sein. Bei 12 ständigem Betriebe ergibt sich als Fassungsraum etwa 50% und bei 10 ständigem Betriebe ca. 64% des mittleren Tagesbedarfes. Wenn es sich um sehr lange Zuleitungen handelt, bei welchen die Reparatur im Falle eines Rohr bruches längere Zeit in Anspruch nehmen kann, wird, je nachdem man eine Reserve zur Verfügung hat oder nicht, die Größe der Ausgleichbehälter entsprechend zu erhöhen sein. In manchen Städten sind sie so groß, daß sie den ganzen Tagesbedarf und noch mehr aufzunehmen vermögen. Andererseits ist man in vielen Städten mit den für den Anfang angelegten Ausgleichbecken trotz gewaltiger Zunahme der Bevölkerung noch lange Zeit ausgekommen, indem man sich mittels verstärkter Leistung der Pumpen behalf.

C. Die Art der Wassergewinnung.

D. Berechnung der erforderlichen Druckhöhen und der wirtschaft= lieh günstigsten Rohrdurchmesser.

D = 1,19 •

fl

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C. Wahl des Systems.

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— — - * —. »

Jf

¹

)    0,7 Teile Magnesia sind 1 Teil Kalk äquivalent.

²

)    Dr. E. E. Basch, Cöln, Über Vereinfachungen bei Bestimmung von Wasserhärte. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 145. — Mayer und Kleiner, Über Methoden zur Härtebestimmung im Wasser. Joum. f. Gasbel. u. Wasservers. 1907, S. 321.

C. Die Art der Wassergewinnung.

Die Hauptgewinnungsarten¹) des Wassers für Wasserversorgungszwecke

sind:

a)    die Quellenfassung;

b)    die Entnahme aus dem eigentlichen Grundwasser oder dem Dünen- oder Dränwasser (schwebendes Grundwasser) ;

c)    die Entnahme aus oberirdischen Flußläufen oder Seen.

a) Die Gewinnung durch Quellenfassung.

Man nennt Quellwasser das in den Boden ein gedrungene Wasser, welches in geschlossenen Strahlen mit erkennbarer Geschwindigkeit zutage tritt. Solange es sich noch auf dem Wege zur Ausflußstelle befindet, ist es noch Grundwasser oder Sickerwasser, Schichtenwasser, Spaltenwasser oder dergleichen. Die Ergiebigkeit einer Quelle läßt sich direkt messen, jedoch ist immer zu bedenken, daß die Schwankungen sehr erheblich sind und daß viele Quellen bei langanhaltender Trockenheit ganz versiegen²). Um ein einigermaßen sicheres Urteil zu gewinnen, sind lange Beobachtungsreihen unentbehrlich.

Ist die undurchlässige Schicht u (Fig. 2), auf welcher die grundwasserführende Schicht ruht, gegen einen Talrand hin geneigt, so spricht man von einer Schicht-quelle, bildet die undurchlässige Schicht zwischen zwei Tälern eine Mulde (Fig. 3)

i) Von der Gewinnung des Wassers durch direktes Auffangen des Regenwassers in Zisternen (vgl. S. 1562) sei nur erwähnt, daß man von dem auf die Dächer oder ähnlich befestigte Flächen fallenden Regen etwa das 0,6—0,8 fache der Regenhöhe gewinnen kann. Man wird dafür zu sorgen haben, daß das bei Beginn des Regens abfließende Wasser nicht in die Zisterne gelangt, weil es meist ziemlich verunreinigt ist. (Strohdächer ungeeignet. Dächer mit Wohnräumen unmittelbar unter der Dachfläche möglichst auszuschließen.) Die Zisterne muß stets kühl, sorgfältig rein und gut gelüftet gehalten werden. Das Regenwasser ist sehr weich und deshalb für häusliche Zwecke außer zum Trinken gut geeignet. Für das zum Trinken verwendete Wasser ward eine Filtervorrichtung meistens unentbehrlich sein.

Nebenher soll ferner erwähnt werden, daß man an regenlosen Küstenstrichen zur Versorgung von Ortschaften zur Destillation von Meerwasser seine Zuflucht genommen hat. Um das durch Destillation gewonnene sehr reine, aber sehr weiche Wasser für Trinkzwecke schmackhafter zu machen, ward Luft eingepumpt, und es werden auch wohl Salze, Zucker oder Oxalsäure zugesetzt.

a) Die zur Versorgung von Wiesbaden gefaßten Pfaffenbornquellen ergeben im Mittel 5t 1/sek, während ihre Ergiebigkeit zwischen 103 und 8 1/sek schwankt. Die Ergiebigkeit der für das Wasserwerk der Stadt Freiburg i. B. gefaßten Quellen schwankt zwischen 140 bis 70 1/sek.

96

Taschenbuch für Bauingenieure.

und treten die Quellen in den beiden Tälern aus, von Überfallquellen; reichen im vorigen Falle Spalten bis unter den Grundwasserspiegel hinab, so daß sich die Quellen in die Spalten ergießen, von Spaltquellen (Fig. 4) usw.

Aufsteigende Quellen aus Grundwasser mit gespanntem Spiegel (artesische Brunnen¹)) entstehen, wenn eine aus höheren Lagen gespeiste, Grundwasser führende Schicht von einer undurchlässigen Schicht überdeckt ist und das unter Druck stehende Grundwasser diese undurchlässige Schicht nach oben zu durchdringt.

Durch Fassung einer Quelle wird meistens eine Erleichterung des Abflusses der speisenden Wasseradern und infolgedessen eine erhöhte Ergiebigkeit herbeigeführt. Durch den größeren Abfluß kann aber auch eine schnellere Erschöpfung des im Boden aufgespeicherten Wasservorrats erfolgen. Deshalb haben die

Quellenfassungen meistens eine Vergrößerung der Ergiebigkeitsschwankungen im Gefolge.

Die Fassung der Quellen erfolgt in so-■ genannten Brunnenstuben oder Quellenschächten.

Um die beste Art der Quellenfassung erkennen zu können, sind die lockeren Bodenmassen, welche die wassergebenden festeren Schichten überlagern, zunächst zu beseitigen. Wenn die Quelle von unten aufsteigt, so wird man sie nur mit einer wasserdicht abgedeckten Brunnenstube zu umgeben haben, um das Wasser gegen Wärme, Frost und Verunreinigung zu schützen. Aus der Brunnenstube mündet dann die Ableitung aus. Liegt dagegen die Quelle an einem Hang, so wird man gegen die wasserführende Schicht eine feste, für den Durchfluß mit entsprechenden Öffnungen versehene Wand der Brunnenstube errichten. Zur Erleichterung der Wasserführung wird diese Wand mit Steinpackung hinterfüllt und gegebenenfalls werden zur Aufnahme von Seitenquellen Stollengänge angelegt, welche das Wasser der Brunnenstube zuführen. Eine Brunnenstube muß von oben her oder seitlich zugänglich sein, damit ihr Zustand dauernd leicht überwacht und Reinigungen, sowie Ausbesserungen vorgenommen werden können. Vorrichtungen zur Lüftung, Entleerung und zur Abführung des überschüssigen Zuflusses, sowie Vorrichtungen zum Zurückhalten des Sandes sind fast immer unentbehrlich.

Ein Beispiel für die Fassung einer ansteigenden Quelle bietet die Quellenfassung bei Armentières (Vanne-Leitung für Paris) (Fig. 5). Der Zutritt zur Brunnenstube erfolgt durch eine seitlich angebrachte Tür, welche zugleich der Lüftung dient. Zur Begehung und Reinigung ist im Innern ein Rundgang angeordnet. Durch einen Leerlauf kann die Brunnenstube entleert werden, ein Überlauf ist nicht vorhanden.

Eine neue Anlage ist u. a. die Fassung der aufsteigenden Quellen im Bethlehem - Teich für die Wasserversorgung von Landeshut in Schlesien²).

Fig. 2.

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wasser

Fig. 3.

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Fig. 4.

!) Der Name kommt von der französischen Grafschaft Artois. — E. Prinz, Artesische Grundwassererscheinungen in der norddeutschen Tiefebene. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 188.

a) G. Thiem, Wasserversorgung der Stadt Landeshut i. Schles. Joum. f. Gasbel. u_ Wasservers. 1909, S. 873.

In einfacher Weise wurde die Fassung auf-steigender Quellen bei einigen Wasserversorgungsanlagen im Schwarzwald dadurch bewirkt, daß der sie umgebende Raum mit einer Pfahl wand abgeschlossen wurde, und dieser nach    X .

Beseitigung aller erdigen und feineren Bodenteile usw. mit großen gewaschenen Steinen aus gefüllt und schließlich wasserdicht abgedeckt wurde.

Die zur Wasserversorgung der Ortschaften auf der „Rauhen Alb“ in Württemberg angelegten Quellenfassungen im Eybtal bedurften z. T. besonderer Vorkehrungen zum Zurückhalten des Sandes, weil die wasserführenden Schichten aus einem reinen Tuffsande bestanden (Fig. 6). An der Zuflußwand zunächst ein mit Überlauf versehener Sandfang, aus dem das Quell -wasser mittels einer Schieberleitung nach dem ersten Reinwasserraum gelangt. Aus diesem Raume fließt das Wasser zur weiteren Ausscheidung des Sandes über mehrere Überläufe in den Saugschacht. In diesen ergießt sich auch das aus einer am rechten Flußufer angelegten Brunnenstube hergeleitete Wasser.

Schnitt A—B—C.

Fig. 5- Quellenfassung bei Armentières. (Vanne-Leitung für Paris.)

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Fig. 6. Quellenfassung für eine Gruppen Versorgung auf der „Rauhen Alb“ in Württemberg, u = Überlaufrohr.

96*

Bei der Fassung für die Ortschaft Reiselfingen (Großherzogtum Baden) (Fig. 7 a—d) !) wurde die wasserführende Schicht noch mit einem ca. 20,0 m langen Stollen verfolgt, um die Ergiebigkeit durch Aufnahme von Seitenquellen zu steigern. Sohle der Brunnenstube auf der undurchlässigen Schicht, darüber wasserführender Buntsandstein. Der Sandfang mit einem von Hand zu bedienenden Entleerungsrohr versehen, steht durch einen Überlauf mit der Entnahmekammer in Verbindung. Bei Wasserüberfluß tritt das Wasser über die Überlaufswand

Schnitt A—B.

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G = Entleerungsschieber, S = Seiher des Entnahmerohres,

R = Entleerungsschacht.

Fig. 7 a—d. Brunnenstube der Quellenfassung für Reiselfingen.

III

SËm

Schnitt durch den Sammelstollen.

H in den Entleerungsraum /?, in welchen sich auch das Rohr L ergießt; letzteres soll das Wasser, welches über der durch Steinplatten gebildeten und mit Kies überdeckten Dohle durch die muldenförmige Tonschicht aufgefangen wird und bei starken Regengüssen verunreinigt sein kann, unschädlich abführen. Der Hang und der Zugang sind durch Pflaster befestigt. In der Ebene der Hangböschung liegt die Einsteigtür, welche zugleich zur Entlüftung dient.

b) Die Entnahme aus dem Grundwasser.

An

1) Die Entnahme aus dem eigentlichen Grundwasser.

Hand von Generalstabskarten und geologischen Karten lassen sich auf Grund örtlicher Besichtigungen die Gebiete bestimmen, deren Beschaffenheit auf das Vorhandensein wasserführender Schichten schließen läßt. Untersuchungen an vorhandenen Brunnen auf ihre Tiefe, ihre Ergiebigkeit, die Schwankungen ihres Wasserspiegels, Beschaffenheit des gelieferten Wassers usw. geben wertvolle Anhaltspunkte. Das Fehlen von kleineren offnen Wasserläufen oder deren

spärliches Vorkommen, die durchlässige Beschaffenheit des Bodens an der Oberfläche, das Vorkommen von Quellen am Fuße von Abhängen oder am Rande tief eingeschnittener Wasserläufe lassen Schlüsse über das Vorhandensein unterirdischer Wasserzüge zu. Wenn bei A ein Fluß 3 cbm/sek und an einer unterhalb gelegenen Stelle B 6 cbm/sek abführt und zwischen A und B nur 1 cbm/sek durch offene Zuflüsse erhält, so müssen ihm 2 cbm/sek durch Grundwasser innerhalb jener Strecke zugeflossen sein. Ebenso kann man aus dem Unterschiede zwischen dem offenen Abfluß und Zufluß eines Sees auf seine Speisung durch Grundwasser Schlüsse ziehen. Hierbei müssen bei Beobachtungen für längere Zeit die auf die Seefläche selber gefallenen Niederschläge vom Abfluß abgezogen und die Verdunstungshöhe hinzugefügt werden. Naturgemäß sind Flußtäler oder Einsenkungen an einseitigen oder zwischen beiderseitigen Höhenzügen für die Grundv asserentnahme die geeignetsten Stellen.

Die Gestalt der unterirdischen, undurchlässigen Schichten, auf welchen sich das Grundwasser bewegt, weicht mitunter erheblich von der äußeren Gestalt der Geländeoberfläche ab. Indessen man wird durch die Ortsbesichtigung und mit Hilfe von geologischen Karten meistens beurteilen können, ob eine solche Abweichung wahrscheinlich ist und daher besondere Untersuchungen zur Feststellung des Einzugsgebietes des Grundwasserträgers erforderlich sind. Auch die Bewegungsrichtung des Grundwasserstroms läßt sich nicht mit Sicherheit aus der Gestaltung der Oberfläche erkennen, und es wird deshalb meistens die Beschaffung von Schichtenplänen des in Aussicht genommenen Grundwasserträgers nicht zu entbehren sein.

Erwähnt sei hier ein Ereignis, welches im Jahre 1905 die Wasserversorgung von Breslau zeitweise in Frage stellte²). Auf Grund von Vorarbeiten von Flügge & Thiem waren in der Oderniederung oberhalb Breslaus längs der Ohle 313 Rohrbrunnen auf 6,6 km Länge angelegt, welche 60 000 cbm Wasser liefern sollten. Pfingsten 1905 erfolgte die Betriebseröffnung, und im März 1906 war bereits die Absenkung des Grundwasserspiegels in einer Brunnengruppe auf 8,0 m angelangt, ohne daß ein Beharrungszustand eingetreten wäre. Damit war der Grundwasserträger fast völlig trocken gelegt. Man erkannte, daß man aus einem Grundwasserbecken geschöpft hatte und daß der Grundwasserstrom bei weitem nicht das erwartete Quantum liefern konnte. Als dann im März 1906 das Hochwasser der Oder das Brunnengebiet nach lange vorausgehender Trockenheit überschwemmte, zeigte sich alsbald eine völlige Veränderung des Wassers. Es wurde trübe, bekam bräunliche Färbung, schlechten Geruch und erhebliche Härte. Besonders stieg der Gehalt an Eisen und an Mangan Verbindungen. Die Ursache war, daß das Hochwasser durch den durchlässigen Schlick hindurch in den Boden eingedrungen und in die Brunnen gelangt war.

Zum Zwecke der Beschaffung von Schichtenplänen³) ist in Bohrlöchern von 5—8 cm Durchmesser, welche in angemessener Entfernung voneinander abzusenken und gegen Eindringen oberirdischen Wassers zu schützen sind, der Grundwasserspiegel mit Schwimmermaßstäben während einer längeren Zeitdauer zu beobachten. Durch Eingießen von Wasser in die Bohrlöcher wird man sich von Zeit zu Zeit zu überzeugen haben, ob das Bohrloch mit dem Grundwasser in normaler Verbindung steht oder etwa verstopft ist. Durch das Absenken der Rohre wird zugleich die Beschaffenheit des Untergrundes, die Höhenlage der undurchlässigen und durchlässigen Schichten und ihre Mächtigkeit ermittelt und festgelegt. Im allgemeinen ist aus Schichten, welche weniger als 4—5 m tief unter der Oberfläche liegen, ein bakteriologisch einwandfreies Wasser nicht zu erwarten. Im übrigen ist von Wichtigkeit, daß der überdeckende Boden als Filter wirken kann und daß nicht durch Spalten oder Risse Oberflächenwasser direkt in den Grundwasserträger gelangen kann. Überall da, wo ein Flußbett die wasserführende unterirdische Schicht zerteilt und vom Grundwasser gespeist wird, ist der Grundwasserspiegel vom Wasserstand im Flusse abhängig. Schwillt der Fluß plötzlich an, so wird das Grundwasser zurückgestaut. Das Ansteigen des Flußwassers geht aber schneller vor sich als die Anfüllung des Grundwasserbeckens, und so büdet sich in der Nähe des Ufers ein entgegengesetztes Gefälle (vgl. die Spiegellinien 2 und 3, Fig. 8), durch welches die allmähliche Auffüllung des Grundwasserbeckens erfolgt. Fällt der Fluß wieder, so folgt die Grundwasserabsenkung nicht unmittelbar nach, es ist vielmehr möglich, daß weiter ab vom Fluß, wie das die Linien 4 und 5, Fig. 8, veranschaulichen, eine weitere Steigung des Grundwasserspiegels eintritt, auch wenn der Fluß bereits abgeschwollen ist.

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Fig. 8.

Je größer das Einzugsgebiet einer Entnahmestelle, um so größer auch bei gleichbleibenden Niederschlägen die Ergiebigkeit. Die Bestimmung der letzteren für den Jahresdurchschnitt in Prozenten der Niederschlagsmenge ist als Kontrolle zwar zweckmäßig, aber als Entwurfsunterlage zu unsicher¹). Es ist vielmehr nötig, den Querschnitt des Grundwasserträgers, seine Aufnahmefähigkeit an Wasser und die Geschwindigkeit des Wassers in ihm festzustellen. Die Aufnahmefähigkeit hängt von der Bodenart ab, überschreitet selten 0,35 (35%) und kann bei sand- und kieshaltigen Bodenarten, bei welchen die Zwischenräume zwischen den größeren Kiesel durch kleineres Material ausgefüllt sind, bis auf 0,08 (8%) zurückgehen. Da die Hohlräume bei ein und demselben Gebiete sehr verschieden sein können, sind immer eine größere Anzahl von Proben erforderlich zur Erzielung zuverlässiger Mittelwerte. Die Aufnahmefähigkeit wird in der Art festgestellt, daß man den aus einem Bohrloch entnommenen gut durchnäßten Boden des Grundwasserträgers unter möglichst dichter Lagerung in ein Gefäß mit bekanntem Inhalt füllt und darauf die Wassermenge bestimmt, welche zur Ausfüllung der Poren erforderlich ist. Der erhaltene Wert ist noch etwas zu groß, weil die Dichtigkeit im Gefäß diejenige der natürlichen Lagerung nicht ganz erreicht.

. Es ist also v — k •

, wenn v die

Angenähert wächst die Geschwindigkeit des Grundwassers im gleichen Ver-hältnis mit dem Spiegelgefälle y des Grundwasserträgers (nicht wie bei der Bewegung in Leitungen im Verhältnis j/yj

sekundliche Geschwindigkeit und k einen Beiwert, welcher von der Durchlässigkeit des Bodens abhängt, bedeuten. Selbst kleine Tonbeimengungen verringern die Durchlässigkeit bereits außerordentlich, k ist immer ein sehr kleiner Wert zwischen 0,001 und 0,01. Ist der Querschnitt des Wasserträgers in einer bestimmten Ausdehnung lotrecht zur Bewegungsrichtung des Wassers F in qm, kx die Aufnahmefähigkeit, so ist die dem Grundwasserstrom zu entnehmende sekundliche Wassermenge:

Q = k •    • F • — cbm/sek .

x) Vgl. Abschnitt III, Gewässerkunde, S. 870 u. ff.

Sind beispielsweise die Grundwassergeschwindigkeit v zu    m/sek oder zu 1,38 m

täglich und kx zu 0,25 ermittelt, so liefert 1 qm des Grundwasserträgers 0,25 • 1,38 = 0,345 cbm Wasser täglich.

Der Wert für k kann durch den Betrieb von Versuchsbrunnen oder aber auch durch unmittelbare Beobachtung gefunden werden. Das von Thiem angegebene Verfahren besteht darin, die Zeit zu messen, welche eine in ein oberes Bohrloch hineingegossene konz. Kochsalzlösung (150—200 g/1) gebraucht, um den Weg zu einem abwärts gelegenen Bohrloche zu durchfließen. Statt des Kochsalzes wird auch Fluorescin verwendet, welches ebenfalls unschädlich ist und selbst in der stärksten Verdünnung dem Wasser eine leuchtend grüne Farbe verleiht. Da die Durchlässigkeit des Bodens außerordentlich wechselt, so müssen jedenfalls an verschiedenen Stellen derartige Versuche gemacht werden, um brauchbare Mittelwerte zu erhalten¹).

Nachdem durch die Bohrlöcher die Bewegungsrichtung und die Mächtigkeit des Grundwasserträgers ermittelt sind, kann man mit einiger Sicherheit die zweckmäßigsten Stellen für die Wassergewinnung ermitteln.

Um aber über die Ergiebigkeit anzulegender Stollen oder Brunnen sichere Unterlagen zu gewinnen, ist die Anlegung eines Versuchsbrunnens nur dann entbehrlich, wenn die Rechnung auch unter den allerungünstigsten Annahmen die Erlangung der erforderlichen Wassermenge sicherstellt.

Bei Annahme eines wagerechten Grundwasserspiegels ist der Zufluß von allen Seiten gleichgroß und nach Fig. 9 ²) bei durchlässigen Seitenwandungen und einem bis auf die undurchlässige Schicht herabgeführten Versuchsbrunnen

Ungesenkter

-trrH

I Wasserspieqei

n

■ E^Mggg

Undurchlässige j<------X ->-i Schicht

Fig. 9.

■Itzt

Q = y • 2 n x • vx •    ,

wenn vx die Geschwindigkeit bezeichnet, mit welcher das Wasser eine ideelle Zylinderflâche vom Halbmesser x und der Höhe y in Richtung nach dem Mittel-

W asser querschnitt Gesamtquerschnitt

des Grundwasserträgers bedeutet. Für den durch die Koordinaten x und y bestimmten Punkt P ist

punkt des Brunnens zu durchfließt und wenn kx den Beiwert

dy

dx

dx'k'ki und Q —- - == 2y dy jzk • kt .    (l)

Setzt man für k • kx das Zeichen k₀, so ergibt sich nach Auflösung ³ ) der Gleichung

1)    Bei Trogversuchen fand Forchheimer, daß der Höchstgehalt des Kochsalzes mit der l³/₄fachen und das erste Auftreten von Fluorescin etwa mit der 5 fachen Grundwassergeschwindigkeit fortschritt.

²)    A. Thiem, Die Ergiebigkeit artesischer Brunnen, Schachtbrunnen und Filtergallerien. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1870, S. 450. Resultate an dem Versuchsbrunnen für die Wasserversorgung von Straßburg. Daselbst 1876, S. 707. — Ergiebigkeitsbestimmungen eines artesischen Beckens. Daselbst 1879, S. 518. — Der Versuchsbrunnen für die Wasserversorgung der Stadt München. Daselbst 1880, S. 156. — Die Wasserversorgung der Stadt Nürnberg. Leipzig 1879, S. 26.

³)    ln = log. nat.

Q • ln# = k₀ y² n + C . Für x — r und y — h wird* C — Q • \nr — k₀ h² n , demnach

ln —

Dieser Ausdruck geht für die Grenzwerte y — H und x — R über in k₀Jt(H* - h²)

(3)

ln —

Aus der Gl. (2) ergibt sich die Gleichung der Absenkungs - Parabel zu

■Ht)

+ A² •

(4)

V

Die Größe h bei gegebenem Brunnendurchmesser wird bestimmt durch die zulässige Eintrittsgeschwindigkeit des Wassers in den Brunnen, welche zur Verhütung von Versandungen sehr klein sein muß. Nach Thiem ist

für die Korngröße ... 0 bis 0,25 0,25 bis 0,5 0,5 bis 1    1 bis 2    2 bis 3 mm

die Geschwindigkeit, bei der

das Korn eben schwebt 0 „    29    35    „ 69    75 „96 110 „ 170 179 „ 820mm/sek

Die Eintrittsgeschwindigkeiten müssen demnach noch erheblich kleiner sein. Die Größe H ist durch Messungen zu ermitteln. Die Größe R [aus Gl. (4) für y = H zu berechnen] liegt bei flachem Grundwasserspiegel in der Regel zwischen 250 und 500 m, kann aber bei stark steigendem Grundwasserspiegel auch erheblich kleiner werden. Innerhalb mäßiger Absenkungen bleibt R ziemlich unveränderlich. Unter dieser Annahme ergibt sich aus Gl. (3) für zwei Absenkungszustände

Q ₌H* -h* __ (H + A) (H — h) __ (H + h)-s Oi & — h\ (H + A,) (H - A,) (H + At) • 5, ’ W

wenn s und s₁ die Absenkungen bezeichnen. Bei größerer Stärke der wasser-

H + h

—-— angenähert =1, so daß die Ergiebigkeit in

H hi

solchen Fällen annähernd in direktem Verhältnis mit der Absenkung zunimmt. Der Einfluß des Brunnendurchmessers auf die Ergiebigkeit [vgl. Gl. (3)] ist nur gering. Ein Rohr von 0,20 m Weite liefert z. B. bei gleicher Absenkung theoretisch über ²/₃ der Wassermenge eines Brunnens von 2,0 m und etwa 60% derjenigen eines solchen von 4,0 m Durchmesser⁴).

Die Größe k₀ läßt sich aus den Beobachtungen eines Versuchsbrunnens gewinnen, und zwar durch Ableitung des Wertes von k₀ aus den Gl. (2) und (3). Hierbei darf aber für Q nur der Wert eingesetzt werden, welcher sich bei den Versuchen dann ergibt, wenn der Beharrungszustand eingetreten ist, d. h. wenn bei gleichbleibendem Q der Wasserspiegel im Versuchsbrunnen konstant bleibt. Es ist dann

führenden Schicht ist

Öln

01n

ji(H + h) (H —• h) ’

(6)

^2 _ Ä2)

Ist der Wert von k± (Aufnahmefähigkeit) durch Proben festgestellt, so ist bei bekanntem Grundwasserspiegelgefälle aus k₀ auch die Geschwindigkeit des Grundwassers rechnerisch zu ermitteln. Der gefundene Wert für k₀ ist allerdings nur zutreffend, wenn der Versuchsbrunnen entsprechend den Annahmen, welche

bei Entwicklung der Gl. (2) und (3) gemacht sind, auf der undurchlässigen Schicht aufsteht. Ist das nicht der Fall, so kann man für eine Annäherungsrechnung die Formel (6) benutzen, wenn h und y bis zu der durch die Sohle des Brunnens gelegten wagerechten Ebene gemessen werden.

Die Ermittlung von Werten für k₀ kann auch durch Beobachtung der Zeit bewirkt werden, innerhalb welcher das Wasser nach dem Abstellen der Pumpe an verschiedenen Stellen des Brunnens um ein bestimmtes Maß auf-____

|<--------

steigt (Fig.10). Der Wasserinhalt rrb--=^=^ einer Scheibe von der Dicke m 772,-——^ und dem Halbmesser x beträgt

•»-

m\v² uz -j- (x² — r²) • Jt • Äx] .

_____ y    \    -r

Da r im Verhältnis zu x sehr klein ist, so können die Glieder mit r vernachlässigt werden, und man kann den Wasserinhalt der

----

Fig. 10.

Scheibe durch m kx • ji x² aus-drücken. Bezeichnet Q die sekundlich zufließende Wassermenge, welche mit der im Beharrungszustande des Pumpenbetriebes ausgeschöpften Menge übereinstimmt, und t die Zeit des Ansteigens, so gelten für 2 verschiedene durch die Ordinaten y± und y₂ festgelegte Beobachtungsstellen die Gleichungen

t Q — m k₁iz x\ und t₂Q — m k₁n x\ .

Hieraus ergibt sich

oder

(MN NH * *

ÏÏ

2lnx₂ — 21nx₁

woraus sich unter Benutzung der Gl. (4) ergibt

2k₀Jt

ln — =

(yl - yl)

und

• ln ¹) .

(7)

2n(y\ — yf)

Beispiel: Einem Brunnen se;en bei konstantem Wasserspiegel 0,03 cbm/sek entnommen und hierbei h = 5,0 m ermittelt. Nachdem das Wasser um 0,6 m gestiegen war, sei die Zeit, welche bis zu einer weiteren Steigung von 0,10 m verging, zu 100 sek gemessen. Es wird also

yi = 5,0 + 0,6 + 0,05 = 5,65.

Bei einer abermaligen Messung, als das Wasser im ganzen um 1,0 gestiegen war, sei die Zeit, welche bis zu einer weiteren Steigung von 0,10 m verging, diesmal zu 300 sek gemessen. Dann wird also y₂ = 5,0 + 1,0 + 0,05 = 6,05 m. Dann wird

*0 =

0,03

300

2.3,141 (6,05² - 5,65²)

• ln-= 0,0011.

100

Bei Untersuchungen an Versuchsbrunnen ist vor Beginn des Pumpens darauf zu achten, daß der Füterkorb vom Sand, welcher von oben in ihn hineingelangt

!) S mreker hat bei den Vorarbeiten für die Wasserversorgung von Mannheim kQ zu 0,00235 ermittelt. Bei einem Probebrunnen für das Wasserwerk in Tolkewitz bei Dresden ergab sich k₀ zu 0,0017.

dy

ist, sorgfältig gereinigt wird und daß das gepumpte Wasser bis zu einer solchen Entfernung abgeführt wird, daß ein Einfluß desselben auf die Ergiebigkeit des Versuchsbrunnens ausgeschlossen erscheint.

Ist ein Wert für k₀ ermittelt und das Gefälle des Grundwasserspiegels bekannt, so läßt sich der zur Lieferung einer bestimmten Wassermenge M erforderliche Grundwasserträgerquerschnitt F aus

ZU

(8)

ermitteln.

Die von Smrek er ausgeführte 2,5 km lange Grundwasserfassung für Mannheim dehnt ihre Wirkung auf 3,5 km aus. Es waren 15 000 cbm täglich oder 0,174 cbm/sek zu gewinnen. Das Gefälle betrug 1 : 1400, unter Benutzung des Wertes für k₀ = 0,00235 waren demnach 0,174 0,00235 der Fassung

ergibt daher nur durchschnittlich

• 1400 = 103 700 qm des Grundwasserträgers nötig. Demnach entfallen auf das lfm. 103 700

3500

= 30 qm des Grundwasserträgers, und jeder qm des Grundwasserträgers 174

'    =1,681/sek.

103 700

Ist die Gesamtlänge der für die Entnahme des Wassers in Betracht

gezogenen Strecke B und soll je ein Brunnen Q cbm/sek liefern,

so sind

— Brunnen

nötig und die Entfernung derselben voneinander beträgt

B’m

Bei einem artesisch wirkenden Brunnen (Fig. 11), der auf der unteren undurchlässigen Schicht aufsteht und bei dem die Höhe des Wasserträgers = b ist, fließt durch eine ideele Zylinderfläche im Abstande x von der Brunnenachse eine Wassermenge

-1---

Fig. 11.

k----x----H

~B

Q*=b-2x-ji-k₁-k-—,

vorausgesetzt wie oben, daß der Zufluß von allen Seiten gleich ist, daß also die Grundwasserspiegellinie als horizontal angenommen werden kann. Die Absenkungskurve muß auch hier nach allen Schnittrichtungen dieselbe parabolische Form annehmen, wie im Falle der Fig. 9-Es wird

dx

dy x 2 Jib kQ’ Da für x = r, y = h wird, ist

2 Jib k₀

ln# -f- C .

C = h— ⁰

also

2 7i b • k₀

ln r;

—9L-ul + k

2Jib - k₀ r

und

2 Jt b • k₀ (y — h)

ln-

Für die Grenzwerte von x und y demnach

2 Jtb ■ kJH — h)

(9)

ln —

In den obigen Formeln war angenommen, daß der natürliche Grundwasserspiegel wagerecht sei. In Wirklichkeit hat er aber in der Regel ein Gefälle, welches eine Geschwindigkeit c erzeugt.

Bezeichnet man mit v diejenige Geschwindigkeit, welche bei wagerechtem Grundwasserspiegel durch die Absenkung im Brunnen A (Fig. 12 u. 12a) nach dem Brunnen zu hervorgerufen wird, so bleiben die Verhältnisse in der senkrecht

CJngesenjàfYl.

WaSserspießfL

--y-n,---yi—y*-

*n"

-z

> <---z

k---

--Zn —

Fig. 12.

zur natürlichen Bewegungsrichtung des Grundwasserspiegels liegenden AT-Achse gegenüber der Annahme eines wagerechten Wasserspiegels unverändert. In der Z-Achse kommt aber in der Richtung von oben nach dem Brunnen zu der Geschwindigkeit v die Geschwindigkeit c, während in der Richtung von unten c von v abzuziehen ist. An dem Punkte N (Fig. 12), an welchem die Tangente an der Absenkungskurve eine Wagerechte büdet, herrscht die Geschwindigkeit 0. Von jenseits dieses Punktes kann Wasser nicht mehr zum —

Brunnen fließen, wohl aber kann an diesem Punkte und unterhalb desselben bei einem im Betrieb befindlichen Brunnen noch eine Ablenkung der Schichtlinien des Grundwassers eintreten (Fig. 13).

Zeichnerisch wird die Absenkungskurve in der Z-Achse so dargestellt, daß man die Werte für y unter Annahme eines horizontalen Grundwasserspiegels berechnet, und diese Werte dann von der geneigten, mit dem Wasserspiegel parallel anzunehmenden Linie der undurchlässigen Schicht abträgt.

vc

W\ccosq.

ic

\<P

^ccoscp

Fig. 12 a.

dy

Wenn man in Gl. (1) für —— = —tanga, x ax

*n =

zn9 y = yn setzt, so wird

(io)

IsM

---*

ZyjtXotgccK JL__A

tSÏ

Fig. 13.

Hierbei ist yn zunächst noch unbekannt und vorläufig etwas kleiner als H, d. h. als die Mächtigkeit des Grundwasserträgers anzunehmen. Unter Benutzung des gefundenen Wertes kann dann ein genauer Wert für yn aus Gl. (4) gefunden werden. Bei großer Mächtigkeit der wasserführenden Schicht wird ynoo h und alsdann

*n =

2 h k₀7ü tang a

Mit Hilfe dieser Formel läßt sich angenähert auch die Entfernung ermitteln, die ein Brunnen von einem Flusse oder See haben muß, wenn kein Wasser aus

Brunnen

dem offnen Wasserlauf in den Brunnen gelangen soll. Ist die Richtung des Grundwasserflusses gegen die Uferlinie geneigt, so darf die im Grundriß auf getragene Entnahme* grenze (Fig. 14) an keinem Punkte die Uferlinie schneiden. Wenn der Fluß nicht stark l verunreinigt ist und außerdem die Beschaffenst heit der Ufer eine gute Filtration voraussetzen ^ läßt, so ist gegen die Speisung eines Brunnens " vom Flusse her nichts einzuwenden.

Fig. 14.

Bei einem Versuchsbrunnen an einem Flusse kann man den Anteil, welchen die Speisung vom Flusse her an der Gesamtspeisung hat, ungefähr aus dem Vergleich der Wärme des Grundwassers und des Flußwassers berechnen. Bezeichnet man mit Q die geschöpfte Wassermenge, mit Q± das

¹) Näheres vgl. Philipp Forchheimer, Abhandlung über die Form des gesenkten Wasserspiegels in der Zeitschr. d. Arch.- u. Ing.-Ver. zu Hannover 1886, S. 553 u. 589. — Oesten, Handb. d. Ing.-Wissensch., III. Teil, Bd. 3, Wasserversorgung der Städte, S. 173—181.

wobei k₀ wieder k • ist.

Für die Grenzwerte y — H und x — L wird Q pro lfm. Kanal

(15)

H wird durch Bohrungen zu ermitteln sein und L (die Entfernung der Stelle, wo die Abweichung der Absenkungskurve von dem ungesenkten Grundwasserspiegel vernachlässigt werden kann) durch zeichnerische Darstellung der Absenkungslinie oder aus Gl. (14) gefunden.

Soll eine gewisse Wassermenge M pro Sekunde gewonnen werden, so ergibt sich aus (15) die erforderliche Länge des Kanals zu

(16)

darin enthaltende Flußwasser, mit Q₂ das darin enthaltende Grundwasser und mit w, wt, w₂ die zugehörigen Wärmegrade, so ist

W . Q = wt • Q₁ + w₂ •    ,

Q = Qi + 02

und

woraus sich

ergibt.

wt — w₂

(12)

Hierbei wird als Temperatur des Flußwassers nicht diejenige des offenen Wasserlaufs, sondern die Temperatur des aus einem Bohrloch zwischen Versuchsbrunnen und Fluß entnommenen Wassers zu nehmen sein.

Ist der Grundwasserträger von geringer Mächtigkeit, so kann es vorteilhaft sein, das Grundwasser statt durch einen Brunnen durch einen Kanal zu gewinn n, der an beiden Seiten eine genügende Anzahl von Öffnungen haben muß und dem Grundwasser den Eintritt mit der der Bodenbeschaffenheit entsprechenden Geschwindigkeit gestattet. Wenn vx die Geschwindigkeit ist, mit welcher das Wasser im Abstande x vom Kanal sich gegen diesen hin bewegt, so ist die von einer Seite auf 1 lfm. in den Kanal gelangende Wassermenge (Fig. 15)

Q == Vx • y • \ ,

wenn k₁ wieder den Aufnahmefähigkeits-Beiwert bezeichnet. dy

= « ~1~ > dx

Da vx

wird Q dx = k₀ y dy ; Q x — k₀--C ; für x = 0

h2    2

wird y — h , also C — —k₀ — . Also wird

Q — -r²- (y² — A²)

2 X

03)

und die Gleichung der Parabel der Spiegelsenkung

2-Qx

+ A² ,

(14)

M 2 L

Ist anzunehmen, daß das Wasser von beiden Seiten gleichmäßig zuströmt, so wird die Ergiebigkeit

(H² — h²)

M = k₀ • l •

wenn l die Länge des Kanals bedeutet.

Da die Geschwindigkeit des Wassers größer werden muß, je näher es an den Kanal herankommt, so wird man den Kanal mit Steinschlag oder groben Fluß-kies umgeben, um die Durchlässigkeit zu erhöhen. Man wird den Sammelkanal in der Regel auf die undurchlässige Schicht setzen, derart, daß h die Höhe des Wasserspiegels über Unterkante Kanalmauerwerk und zugleich über der

(17)

un-

durchlässigen Schicht ist. Aber auch wenn das nicht der Fall ist, wie in Fig. 15 punktiert angedeutet, kann man angenähert die Beanspruchung des

Grundwasserträgers in seiner ganzen Stärke annehmen, weil die nach unten gehende parabelförmige Zuströmungslinie AB die durchlässige Schicht in nicht sehr großer Entfernung vom Kanal treffen wird.

Wenn ein Brunnen mit seiner Sohle nicht ganz bis zur undurchlässigen Schicht herabgeht, so kann auch bei offener Sohle des Brunnens durch diese Wasser in den Brunnen eintreten. Wie groß der Anteil des Wassers ist, welches durch die offeneSohle eines mit offenemMantel versehenen Brunnens eintritt, darüber liegen unseres Wissens abschließende Untersuchungen noch nicht vor, vielmehr gehen die Meinungen auseinander¹). Sicherheitshalber wird man deshalb die Brunnen am besten bis zu derjenigen Tiefe absenken, welche die Grenze der Entnahme aus dem Grundwasserträger bilden soll und bei der Berechnung den Eintritt des Wassers durch die offne Sohle vernachlässigen. Indessen, wenn die tieferen Schichten vorzugsweise aus grobem Kies, die oberen Schichten des Grund Wasserträgers aber aus feinem Material bestehen, so kann es sich empfehlen, Brunnen mit undurchlässigen Seitenwandungen anzulegen, in welche das Wasser ausschließlich von der offenen Sohle her eintritt. Wegen der Formel zur Berechnung der Ergiebigkeit eines solchen Brunnens wird auf Lueger: Die Wasserversorgung der Städte, 3- Heft, Darmstadt 1892, S. 470, verwiesen.

2) Die Entnahme aus dem schwebenden Grundwasser. Zur Wasserversorgung verschiedener holländischer Städte, z. B. Amsterdam, Haag²), Delft, Leyden, wird das Niederschlagswasser, welches sich in den Nordseedünen zum Teil noch auf dem Wege zur Tiefe befindet oder über dem salzigen Grundwasser als Süßwasserschicht lagert, durch Sammelrohre oder auch durch Brunnen aufgefangen und nach vorheriger Filtrierung den Verbrauchsstellen zugeführt. Von ähnlichen deutschen Anlagen sind die Wasserversorgungen von Norderney und Heringsdorf zu nennen. In Norderney befindet sich ein Süßwasserbecken auf dem tieferen Meeresgrundwasser aus dem durch Rohrbrunnen gesehöpft wird.

Ungesenhter Wasserspiegel

mmmmm

- ■ .

Unduj^ßifiäss/ge Schicht h<------>

Fig. 15.

un-

c) Die Entnahme aus oberirdischen Wasserläuten und Seen.

Bei Entnahme aus größeren Flüssen und Seen wird die verfügbare Wassermenge stets so groß sein, daß ein Nachweis der ausreichenden Ergiebigkeit des Wasserlaufes oder Sees nicht mehr in Frage steht, anders aber bei kleineren Flüssen mit schwankender Wasserführung. Hier kann eine Aufspeicherung des Zuviel für Zeiten geringer Zuflüsse durch Errichtung von Staudämmen oder Sperrmauern (Talsperren) notwendig werden. Meistens kann durch solche Anlagen auch noch Wasserkraft gewonnen werden. Wird eine solche Aufspeicherung nötig, so sind natürlich genauere Untersuchungen über die Wasserführung des Flusses unentbehrlich. Die Gesamtwassermenge der einzelnen Jahre wechselt sehr stark, ebenso ihre Verteilung auf die einzelnen Monate. In die Rem-

J) Lueger, Die Wasserversorgung der Städte. 3- Heft, Darmstadt 1892, S. 467. ²) Engeneering 1889, I, S. 249.

scheidter Talsperre sind im Jahre 1903 in 6 aufeinanderfolgenden Sommermonaten z. B. nur 4% der mittleren jährlichen Zuflußmenge Q aus dem

B

Niederschlagsgebiet gelangt. Ist die mittlere monatliche Bedarfswassermenge und ist a die Vonhundertzahl, um welche der Sommerbedarf den mittleren J ahresbedarf übersteigt, ist ferner J der Inhalt des Beckens, so müßte bei gleichen Verhältnissen wie in Remscheid sein

also

0,04 Q + / = ⁵ B • (1 + a)

/== — (i-M — owQ¹).

Näheres über die Wasserführung der Flüsse und über den Talsperrenbau vgl. S. 875 und 929- Was die Verwendbarkeit des Talsperrenwassers für Wasserversorgungszwecke betrifft, so haben Intze und Frankel auf der Versammlung des Deutschen Vereins für öffentliche Gesundheitspflege zu Trier im Jahre 1900 Leitsätze vorgeschlagen, auf welche verwiesen sei²).

In den Talsperren vollzieht sich eine Selbstreinigung, und zwar sowohl durch Sedimentierung der Schwebestoffe, als auch durch die Vernichtung der Keime, welche durch die Belichtung, durch den im Wasser gelösten Sauerstoff und durch den durch die Abklärung des Wassers bewirkten Nahrungsmangel verursacht wird. Die Selbstreinigung hängt von der Größe des Staubeckens im Verhältnis zum Jahreszufluß und zur Hochwassermenge ab. Ist dieses Verhältnis zu klein, so wird bei jedem Hochwasser das Becken bis an die Staumauer mit stark verunreinigtem Wasser gefüllt. Ist das Verhältnis aber groß, so wird die Reinigung des zufließenden Wassers bei gewöhnlichem Hochwasser ziemlich weit vorgeschritten sein, bis das Wasser in die tieferen Schichten vor der Staumauer an

langt³). Die Entnahme des Wassers erfolgt, um eine möglichst gleichmäßige Temperatur zu erzielen, in Tiefen von nicht weniger als 10,0 m unter dem normalen Wasserspiegel. Neuere Erfahrungen lassen es indessen ratsam erscheinen, das Wasser aus noch größeren Tiefen zu entnehmen, weil in diesen die Keimfreiheit erfahrungsgemäß gleichmäßiger bleibt. Durch Lüftung des aus den tiefen Schichten entnommenen Wassers kann man den Mangel an Sauerstoff auf einfache Weise beseitigen. Zur Reinigung des Talsperrenwassers kommen Rieselwiesen, Sandfüter und Schnellfilter in Betracht. Die Reinigung durch Rieselanlagen ist von Intze bei den Wasserversorgungssperren der Städte Remscheid, Solingen, Ronsdorf, Haspe und des Kreises Schwelm durchgeführt.

Für den Wasserbedarf von Rohnsdorf von etwa 740 cbm täglich ist unterhalb der Sperre im Salbachtal eine Rieselwiese von 2800 qm Oberfläche in der Weise künstlich hergestellt, daß der Boden 1,50 m tief ausgeschachtet, die Ausschachtung alsdann mit einem Filterbett von Kies, Sand und Steinschotter angefüllt, in 1,20 m Tiefe mit Drainröhren versehen und auf der Oberfläche mit Mutterboden und Grasnarbe abgedeckt wurde. Am unteren Ende ist diese Rieselwiese durch eine bis auf die undurchlässige Schicht geführte Mauer abgesperrt.

Für die Wasserversorgung von Solingen⁴) legte Intze oberhalb des Hauptbeckens im Sengbachtale ein Vorbecken von 100 000 cbm Inhalt an. Bevor das Wasser in dieses Vorbecken gelangt, wird es über Wiesen flächen geleitet und durch Sammelleitungen in das Vorbecken geführt. Wenn dieses Wasser für die Stadt nicht ausreicht, so wird das Hauptbecken zu Hilfe genommen und das aus diesem entnommene Wasser auf großen Rieselflächen unterhalb der Staumauer gereinigt.

Für die Versorgung des Kreises Schwelm⁴) wird das aus der Ennepetalsperre entnommene Wasser durch Sprengdüsen auf Riesel wiesen verteüt, in welche Filtergräben eingeschnitten sind.

Die Filtergräben sind 1,70 m breit und oben offen. Sie haben ein dreieckiges Sohlenprofil, in dessen Spitze ein Saugdrain aus glasiertem Ton liegt. Letzteres ist mit grobem Sand und dieser wiederum mit feinem Filtersand bedeckt. Aus diesen Filtern gelangt das Wasser durch Sammeldrains aus Gußeisen mit 325—425 mm Durchmesser in einen Saugbrunnen, aus welchem dann Pumpen das Reinwasser schöpfen.

Bei allen Reinigungsanlagen durch Rieselwiesen haben sich mancherlei Schwierigkeiten herausgestellt, namentlich die Verteilung durch Sprengdüsen hat sich im Winter nicht bewährt, weil die Düsen sich durch Eisbildung zu leicht zusetzen. Wegen der großen Flächen, welche nötig sind, sind auch die Anlagekosten von Rieselwiesen nicht gering. Der Hauptnachteil aber besteht darin, daß die Keimfreiheit des erzielten Wassers nicht so sicher und gleichmäßig bleibt wie bei Sandfiltration. Letztere liefert immer noch die besten Resultate. Oft kann bei Sperren Versorgung allerdings auch ein Schnellfiltersystem vollkommen genügen.

Bei der Wahl der Schöpf stelle an größeren Flüssen und Seen müssen selbstverständlich Stellen vermieden werden, oberhalb welcher größere Mengen von Abwässern aus städtischen Entwässerungsleitungen oder Fabriken einmünden, auch wird man die Nähe von Liegeplätzen von Schiffen und Schleppkähnen zu meiden haben. Ferner ist zu beachten, daß zur Vermeidung von Versandungen Stellen vermieden werden, wo der Fluß Anlandungen bewirkt. Erhebliche Schwierigkeiten können durch Grundeis entstehen¹). Das Hauptschutzmittel gegen Grundeisschwierigkeiten besteht darin, daß man den Gesamtquerschnitt der Eintrittsöffnungen der Saugkammer möglichst groß macht, um die Eintrittsgeschwindigkeit zu verringern (v — 0,10 bis 0,20 m/sek) und sie entweder parallel zur Stromrichtung oder auf die vom Strom abgekehrte Seite legt. Zur Zurückhaltung von Fischbrut und Schwimmkörpern aller Art sind die Eintrittsöffnungen in die Saugkammer durch Rechen und dahinterliegende, feinmaschige Siebe zu schützen. Rechen und Siebe müssen herausnehmbar sein, um sie reinigen zu können. Es ist ferner darauf zu achten, daß die Saugkammer gegen Zerstörung durch treibendes Holz oder Schiffe geschützt wird.

Bei Flüssen, welche zeitweise stärkere Trübungen durch Sinkstoffe aufweisen, kann es sich empfehlen, das Wasser zunächst wie bei der alten Breslauer Oderanlage in Klärbecken zu leiten (Fig. 16) und erst aus diesen das Wasser mittels

Saugepumpen herauszuholen. In diesem Fall kann der Saugschacht entsprechend einfacher gestaltet werden.

Oder

von den Fillern

o rjIkjä r-%

7ur StadfTyr-j—¹

y    M = Maschinenhaus u. Wasserturm

//$$    K " Kesselhäuser

R - Reinwasserbecken darüber Wohnhaus

Bei der Breslauer Anlage (Fig. 16) wird der Einlauf in das Klärbecken durch eine Buhne vor Versandung geschützt. Der Einlauf ist abschließbar, so daß eine Entleerung und Reinigung der Klärbecken ermöglicht wird.

Bei Entnahme aus Seen oder seeartig erweiterten Flüssen sind Einbuchtungen zu vermeiden, in denen der Pflanzenwuchs besonders lebhaft ist. Um das Wasser aus tieferen Schichten entnehmen zu können, wird man häufiger dazu übergehen, eine Laufbrücke in den See hinauszubauen und das Entnahmerohr zwischen den Pfählen der tragenden Böcke aufzuhängen. In Seen und Flüssen mit beweglicher Sohle ist es jedenfalls empfehlenswert, den Saugkopf über der Sohle zu lagern.

WO 20    00 SO SO 100m

ff ecken

Fig. 16. Vorklärbecken der alten Breslauer Versorgung.

!) Näheres hierüber vgl. Theodor Koehn, Ausbau von Wasserkräften. Handb. d. Ing.-Wissensch., Teil III, der Wasserbau, Bd. 13, 1908, S. 834 ff.

¹

Aus Becker. Ausgeführte Konstruktionen des Ingenieurs. 8. Heft. Leipzig. 1883, S. 64.

²

   Über die Grundwasserverhältnisse der Stadt Breslau von Geheimrat Dr. F. Beyschlag und Dr. R. Michael. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1908, S. 84.

³

   O. Smreker, Vorarbeiten für das Wasserwerk der Stadt Mannheim 1885.

⁴

Oesten, Handb. d. Ing.-Wissensch., III. Teil. 3. Bd., Wasserversorgung der Städte, S. 174.

⁵

E. Link, Über den Betrieb von Talsperren in „Betriebsführung von Wasserwerk en‘\ Herausgegeben von Th. Weyl, 1909, S. 74.

²) Wasserversorgung mittels Talsperren in gesundheitlicher Beziehung. Referate und Diskussionen auf der 25. Versammlung des Deutschen Vereins für öffentliche Gesundheitspflege zu Trier den 12. September 1900.

⁸) Prof. Dr. Thiesing, Talsperren in physikalischer und chemischer Beziehung. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 75.

⁴) O. Intze, Die geschichtliche Entwicklung, die Zwecke und der Bau von Talsperren. Nach einem 1904 gehaltenen Vortrage. Veröffentlicht von Link. Z. Ver. deutsch. Ing. 1906, S. 732 ff.

D. Berechnung der erforderlichen Druckhöhen und der wirtschaft= lieh günstigsten Rohrdurchmesser.

a) Die erforderliche Gesamtdruckhöhe setzt sich zusammen aus den Druckverlusten in der Zuleitung und dem Verteilungsnetz h, den Druckverlusten in den Hausleitungen hv und wenn die Wasserleitung zugleich die Schlauchleitungen der Feuerwehr bedienen soll, aus dem hierfür erforderlichen Überdruck h₂ . Hierzu kommen dann noch die Druckhöhen Verluste an der Entnahme-stelle des Wasserwerkes selbst, in den Klärbecken, Filtern, Enteisenungsanlagen u. dgl. Für die Berechnung des Druckhöhenverlustes h sowohl in den Leitungen mit, als auch in denen ohne inneren Überdruck, gilt bei gleichförmiger Bewegung die Grundformel

v²

oder

v = c^R • J

und da J

î;²

Hierin bedeuten

c einen Erfahrungsbeiwert,

J das relative Gefälle, v die Geschwindigkeit in m/sek,

R den hydraulischen Radius, d. i. den Quotienten vom wasserberührten Querschnitt in qm durch den benetzten Umfang in m.

Die Größe des Beiwertes c hängt von der Rauhigkeit der Wandungen, der Geschwindigkeit und der Größe des hydraulischen Radius ab.

Größte zulässige Geschwindigkeiten an der Sohle für verschiedene Arten des benetzten Umfanges.

Art der Wände

Geschwindigkeit an der Sohle

Weiche Erde...................

Weicher Ton...................

Sand.......................

Kies bis Bohnengröße...............

Grober Flußkies..................

Schotter und Trocken-Pflasterung..........

Nagelfluh und weicher Schiefer, Steinschüttungen mit Böschungen von 1:1,5 und weniger, Trockenmauerwerk ..................

Lagerhafter Felsen, Bruchsteinmauerwerk in hydraulischem Kalk, Bekleidung in Beton mit Zement-putz, Auskleidung mit glatten Holzbohlen. . . . Harter Felsen, Hausteinmauer werk, sehr gutes Ziegelmauerwerk in Zementmörtel, fetter Stampfbeton in Zementmörtel mit Zementputz........

von 0,076 „ 0,152 „ 0,305 „ 0,609 „ 0,914 „ 1,220

„ 1,520

„ 1,830

„ 3,050

880

„ 2,000

„ 2,500

„ 3,500

Offene Gräben von größerer Länge kommen bei Wasserwerken kaum zur Verwendung, mit Rücksicht auf die Erwärmung und die Möglichkeit der Verunreinigung des Wassers. Zuleitungen ohne inneren Überdruck werden vielmehr

97

Taschenbuch für Bauingenieure.

fast immer aus Mauerwerk oder Beton hergestellt (Fig. 17 a—e). Wegen der zulässigen Geschwindigkeiten vgl. die obenstehende Tabelle. Wird die zulässige Geschwindigkeit bei Ausnützung des zur Verfügung stehenden natürlichen Gefälles überschritten, so muß man den überschüssigen Teil des letzteren in Absturzstellen unschädlich machen.

ii

ff I-

ÿjgg

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IW

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' 07-

der Wiener Hochquellenleitung.

k7,63^63^,63^

Fig. 17 a. Sixensteiner Kanal

Fig. 17 b. Normal querschnitt

Lockerer . .    .

5 Trockene ZFüHuni

mm

r<—1,83 —>j

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t * TonschlagW^.

Iw v

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xkZement-eskßutz 1,5 cm

Wtßeton

\V -

Ws"

Fig. i 7 e. Zuleitung für Dieppe.

Fig. 17d. Zuleitung für Aberdeen.

‘ * uralń

Fig. 17 c. Tunnelquerschnitt der New Yorker Zuleitung.

Wegen der Formeln zur Berechnung der Geschwindigkeiten, Gefällsverluste und der für die Wasserführung und den wirtschaftlichen Wert günstigsten Profile vgl. S. 841 u. ff.

Bei geschlossenen kreisrunden Leitungen mit innerem Überdruck wird

— , wenn D den Rohrdurchmesser bedeutet, also h =

4

Nach der abgekürzten Kutter sehen Formel berechnet sich c

v² • 4

100- j_R

6+W

Für den Rauhigkeitswert von b = 0,35» welcher für geschlossene Rohrleitungen besonders in Betracht kommt, ergeben sich folgende Werte von c:

Die Leistungsfähigkeit eiserner Leitungsrohre nimmt infolge der Rostbildungen und Bekrustungen ab und die Widerstandshöhen (Gefällverluste) nehmen zu.

Bezeichnet man das Verhältnis der Widerstandshöhe in einer alten Leitung

h

zu derjenigen in einer neuen Leitung mit ~ — o, so ist nach E. Sonne¹) für

r p

00 to

VQ rj-

Ö ^

p

8 ⁰⁰

1,0 1,2    1,4    1,6 m

1,1 1,06 1,03 1,02 „

d. h. also die Einwirkungen der Bekrustungen auf die Wasserführung nehmen mit wachsendem Durchmesser ab.

Die oben gemachten Angaben für die Ermittlung des Beiwertes c berücksichtigen bereits den Einfluß der Bekrustungen und Rostbildungen. Für ganz

1

neue Leitungen würden sich demnach die Widerstandshöhen um das — fache kleiner ergeben.    °

Als Grenze für die Geschwindigkeit, mit welcher reines Wasser sich in eisernen Röhren bewegen darf, ohne den schützenden Überzug der inneren Wandungen anzugreifen, wird bei Wasserleitungen 3,0 m anzusehen sein²).

b) Berechnung des wirtschaftlich günstigsten Querschnittes einer Druckleitung. Die jährlichen Betriebskosten für eine Leitung setzen sich zusammen aus den indirekten und direkten Betriebskosten.

Die indirekten Betriebskosten bestehen aus den Aufwendungen für die Verzinsung, Tilgung und Erneuerung des Anlagekapitals.

Die direkten Betriebskosten umfassen: Die Kosten der Unterhaltung und die Kosten des Pumpenbetriebes, und zwar sind die letzteren hier nur so weit zu betrachten, als Kraftleistung zur Überwindung der Widerstände in der Rohrleitung bis zum Hochbehälter bzw. bis zur Hausanschlußleitung notwendig wird. Die Anlagekosten K einer Leitung lassen sich pro lfm. ausdrücken durch

o)

worm bedeuten

D den Durchmesser der Leitung in m, ö die Wandstärke des Rohres in m, y das Gewicht pro cbm des Rohrmaterials in t ³), kx die Kosten der Rohrleitung pro t, einschließlich aller Verlegungsarbeiten in Mk.

Wird der Prozentsatz, welcher von den Anlagekosten jährlich zur Deckung der indirekten Betriebskosten zurückzulegen ist, mit s bezeichnet, so sind die jährlichen indirekten Betriebskosten

(2)

A =D»jt»ô»y»k₁»e*L₉

wenn L die Länge der Leitung in m bedeutet.

Die jährlichen direkten Betriebskosten, welche aus dem Druckverlust in der Leitung entstehen, betragen

(3)

Q • a • h • 1000 • k

75 • v

0 E. Sonne, Grundlagen für die Berechnung der Wasserleitungen. Z. Ver. deutsch. Ing. 1907, S. 1615ff. — A. Vogt, Die neue Formel zur Berechnung der Reibungsverluste in gebrauchten Wasserleitungsrohren. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 325.

²) Bei Wasserkraftanlagen sind in langen Druckleitungen neuerdings Geschwindigkeiten bis zu 5 m, nicht für den regelmäßigen Betrieb, wohl aber für außergewöhnliche Fälle angewendet.

⁸) Für Gußeisen................ein Gewicht von 7,250 t pro cbm

„ Schweißeisen . . .

,, Siemens-Martin-Stahl

„ 7,870 t „    „

„ 7,860 t „    „

à ist

, wenn bedeuten: p den inneren, gleichmäßig verteilten Druck im

D² jt y kx s p

A +At =

Rohr in kg/qcm = 0,1 H kg/qcm (H — dem hydraulischen Druck im Rohr in m) und o die zulässige Beanspruchung des Rohrmaterials in kg/qcm. Demnach wird : 64 0³ a ♦ 1000 k 75 • -D⁵ jt² c² • 7]

Wenn man zur Auffindung des günstigsten Querschnittes die erste Ableitung nach D — 0 setzt und hierbei zunächst c und kx als unveränderliche Größen schätzt, so ergibt sich als Formel für den günstigsten Durchmesser in m

(6)

Hierin bedeuten:

Q die mittlere J ahres-Wassermenge in cbm/sek., a die Betriebsdauer in Stunden pro Jahr, h den Druckverlust in m pro lfm. Leitung, r\ den Nutzeffekt der Pumpen (0,75—0,90),

k die Kosten der von den Maschinen zu leistenden Arbeit einer PSe-Stunde.

Es ist nun ferner 4 v2 c²D *

also die direkten Betriebskosten

4-0

D²jt

also

64 ö²

D⁵ c² ji²

At =

64 0³ a 1000 • k

75 D⁵ c² jt² f]

Hieraus ergeben sich die Gesamtbetriebskosten im obigen Sinne zu

(4)

64 0³ a * 1000 • k

75 D⁵ ji² c² 7j

+ D ji <5 y k₁ ej • L *).

(5)

7/ 64 0³ a * 1000 * k • o

] \$ ji² c² y kx • E • 7] • p

Der günstigste Querschnitt ist also an sich von der Länge der Leitung unabhängig.

Bei einem Vergleich einer wirtschaftlich günstigsten Leitung mit einer anderen mit ungünstigerem Durchmesser fallen selbstverständlich die Ersparnisse nach Formel (5) um so mehr ins Gewicht, je länger die Leitung ist, während in (6) L fehlt. Für die vorläufige Wahl von c sei auf die oben (Seite 1538) gegebenen Zahlen verwiesen.

Beispiel: Es seien

Q die durchschnittlich zu fördernde Wassermenge = 0,145 cbm/sek, a die jährliche Betriebsdauer = 8640 Stunden, k die direkten Betriebskosten einer PSe - Stunde = 0,025 Mk., c der Bei wert zunächst zu 50 angenommen, a die zulässige Inanspruchnahme für Gußeisen =85 kg/qcm, y das Einheitsgewicht des Eisens = 7,25 t pro cbm,

x) Für die überschlägliche Gewiçhtsberechnung bei Aufstellung des Kostenanschlages kann man den kubischen Inhalt der Rohrwandungen aus

berechnen, und bei gußeisernen Muffenrohren von 4,0 m Baulänge 8—10% des Gewichtes für die Muffen, bei gußeisernen und schmiedeeisernen Flanschrohren und Baulängen von 8,0—10,0 m 5—7% hinzurechnen. Verstärkungsringe usw. sind besonders zu berechnen.

Gußeiserne Druckrohre bis zu 0,80 m Durchmesser würden etwa kosten pro t = 100 Mk. ab Werk und ca. 120—150 Mk. fertig verlegt, einschließlich der Lieferung des Dichtungsmaterials. Hierin sind die Kosten für besondere Schwierigkeiten, für teures Pflastermaterial usw. nicht enthalten. Rohre mit größerem Durchmesser werden etwas teurer pro t.

kt der Preis der Rohrleitung pro t fertig verlegt = 150Mk., e der Prozentsatz, welcher vom Anlagekapital der Rohrleitung für Verzinsung,

5,5

Tilgung und Erneuerung zurückzulegen ist =    = 0,055,

p der mittlere statische Druck bei 50 m Wassersäule = 5 kg/qcm, t] der Nutzeffekt der Pumpen = 0,80.

Dann ist

64 • 0,145³ • 8640 • 1000 • 0,025 • 85 Ï5~• 3,143 • 502 . ₇₎25 . 150 • 0,055    J ’

4-0,145

D = 0,537 m.

Daher die günstigste Geschwindigkeit v =

= 0,64 m/sek.

D*jz

Wenn man nun den Wert für c nach den S. 1538 gegebenen Zahlen noch etwas genauer zu 51,1 wählt, so wird

D = o,534 m,

also der Einfluß der Veränderung von c ist für die Wahl des Querschnitts praktisch nicht von Belang.

Findet mit demselben Q nur Tagesbetrieb statt und verkürzt sich die Betriebsdauer auf 4320 Stunden, so wird das günstigste D = 0,483 m.

Erhöhen sich die direkten Kosten der PSe - Stunde auf 0,04 Mk., so wird D

bei a = 8640 St. zu 0,574 m,

„ a = 4320 „    „ 0,517 „

Wählt man einen Durchmesser von 550 mm mit der normalen Wanddicke

ô = 16,5 mm,

so werden die jährlichen Betriebskosten bei 8640 Betriebsstunden für eine 1000 m lange Strecke des Rohres

A 4- Ai =

[64-0,145³*8640-1000-0,025 ' 75*0,550⁵-3,142-51,l²-0,80

+ 0,55*3,14.0,0165.7,25 -150-0,055 • 1000 = 2246,50 Mk.

Würde man statt dessen einen Durchmesser von 450 mm mit Ó = 15 mm gewählt und dementsprechend c zu 49 eingesetzt haben, so würde [64 • 0,145³ • 8640 • 1000 • 0,025

A +A1 =

75 • 0,450⁵ • 3,14² • 49² • 0,80

+ 0,45 • 3,14 • 0,015 • 7,25 - 150 • 0,055j • 1000 ,

A + A₂ - 2875,70 Mk.

Wirtschaftlich ist also das 550 mm-Rohr dem 450mm-Rohr um 2875,70—2246,50 = 629,20 Mk. pro km jährlich überlegen.

Da es sich oft um viele Kilometer Rohrlänge handelt, so fällt die richtige Wahl der Rohrweiten stark ins Gewicht.

Mit Hilfe dieser Formeln würden die günstigsten Querschnitte für die Hauptleitungen bis zum Hochbehälter und eventuell auch bis zu den am höchsten gelegenen bzw. am stärksten beanspruchten Netzleitungen stückweise zu berechnen sein, woraus sich dann der Druckverlust ermitteln läßt¹).

Für den ersten überschläglichen Entwurf wird man die Geschwindigkeit in den Rohrleitungen bei Nacht- und Tagbetrieb, je nach der Größe der Rohre, zunächst zwischen 0,35 und 0,53 m, wobei die höheren Geschwindigkeiten natürlich für die größeren Rohre gelten, und wenn nur Tagesbetrieb stattfindet, die Geschwindigkeiten zwischen 0,45 und 0,75 wählen können.

Zu berücksichtigen wären nun noch die Verluste an den Krümmungen, Schiebern, Abzweigen usw. Für den ersten Überschlag genügt ein pauschaler Zuschlag.

Zur Berechnung der Verluste bei Richtungsänderungen im Rohre gibt Weisbach folgende Formeln:

1. Bezeichnen

h₂ den Druckverlust,

co den Zentriwinkel der Krümmungsstelle, g den Halbmesser der Krümmung, r die halbe Rohrweite,

!) Wegen Ableitung der Formeln für die Berechnung der wirtschaftlich günstigsten Querschnitte im Gesamtnetz sei verwiesen auf Hermann Mannes, Die Berechnung von Rohrnetzen städtischer Leitungen. München 1909.

1,0

0,131    0,138 0,158 0,206 0,294 0,440 0,661    0,977    1,408    1,978

2. An einem Knierohre (Fig. 19) ist nach Weisbach der Druckverlust

= jo,9457sin2 + 2,047 sin4~?r] '

z;²

Die Werte sind für Rohrleitungen von 30 mm Durchmesser aufwärts gültig, während für engere Rohrleitungen £₂ bedeutend größer ausfällt.

Der Druckverlust an einem Schieber oder einer

Drosselklappe berechnet sich zu (Fig. 20)

v²

so ist (Fig. 18)

worin ^ = 0,131 + 1,847

K = f,

[~T

V² CO

27 90 ’

ist.

Werte für £1 bei Krümmungen nach Weisbach:

*4 = t. •

a>_

Fig. 19.

i

I ^^ I

k— d—>1

Fig. 20.

i-i

Fig. 18.

Werte für £₃ bei Schiebern nach Weisbach:

Bei der Stellhöhe s = 1/8    2/8    3/8    4/8    5/8    6/8    7/8    v. d.

jp

-1 = 0,948    0,856    0,740    0,609    0,466    0,315    0,159

und

wird

£3 = 0,07    0,26    0,81    2,06    5,52    17,0    97,8

Für Drosselklappen gilt dieselbe Formel, nur hat der Koeffizient alsdann folgende Werte:

Werte für £₃ bei Drosselklappen:

Stellwinkel der Drosselklappe gegen die Rohrachse:

5° 10° 15° 20° 25° 30° 35° 40° 45° 50° 55° 60° 65° 70° 90° 0,24 0,52 0,90 1,54 2,51 3,91 6,22 10,8 18,7 32,6 58,8 118 256 751 00

Die Druckverluste an den Stellen, wo Querschnittsveränderungen stattfinden.

Wird ein Querschnitt an einem Flansch derart verengert, daß das Rohr mit dem kleineren Durchmesser scharfkantig an ein weiteres anschließt, so ist der Druckverlust

t/²

worin

?4

0,0765

J«²

ist. [A bedeutet einen Einschnürungswert, v die Geschwindigkeit im verengten Querschnitt. Ist F₂ der Querschnitt des engeren Rohres und F± der Querschnitt des weiteren Rohres, so gelten folgende Werte für und [A, bei Rohrverengerungen (nach Weisbach 1843):

für F₂ : F± = 0,01 £₄ = 0,50 iw = 0,64

0,1

1,0

Sind die einzelnen Verengerungen so gering, daß —f csd 1 wird, so be-

Fi

rücksichtigt man bei der Unsicherheit des Wertes für £₄ am einfachsten und genau genug alle Druckverluste durch derartige kleine, in einem Strange aufeinanderfolgende Verengerungen, indem man für F₂ den kleinsten Querschnitt und für Ft den größten setzt und den hieraus ermittelten Wert für £₄ an Stelle von 2 • (C) einführt.

Wo ein Nebenstrang an eine Hauptleitung anschließt, ist ein Schieber einzubauen. Ferner sind die Hauptstränge in 1,0—1,2 km lange Stränge und das Netz der Nebenstränge in Maschen von höchstens 1,5 km Rohrlänge einzuteilen. Es muß möglich sein, jeden Punkt des Rohrnetzes außer Druck zu setzen, ohne mehr als 5 Schieber zu schließen.

Für die Berechnung der für die Hausleitungen erforderlichen Druckhöhen hx muß die Annahme gemacht werden, daß das Wasser noch aus dem obersten Hahn mit einer gewissen Geschwindigkeit v ausströmt. Für deutsche großstädtische Verhältnisse wird man die größte Höhe über der Straße, in welcher noch ein Auslaßhahn anzulegen ist, mit 20—22 m annehmen können. Hierzu kommen die Reibungsverluste in der Hausleitung. Nimmt man für die Entfernung zwischen Straßenrohr und Steigeleitung als größtes Maß 25,0 m, für die Zuleitung 30 mm Durchmesser, für die 22 m lange Steigeleitung eine von 25 mm auf 13 mm abnehmende Weite an, und setzt voraus, daß die gleichzeitige Entnahme in verschiedenen Geschossen in den Leitungen eine Geschwindigkeit von 1 m/sek hervorruft, so berechnet sich der entstehende Druckverlust zu rd. 9,0 m. Mit einem Zuschläge von 2,5—4,0 m für die Verluste durch Krümmungen und durch die Ausströmungswiderstände im obersten Ausflußhahn ergibt sich für großstädtische Verhältnisse eine Druckhöhe vom Abzweig der Hausleitungen an gerechnet und von der Straßenkrone an gemessen von 31,5—35,0 m. In mittleren und kleinen Städten wird man, wenn die Bauhöhe durch Polizeiverord-nungen beschränkt ist, mit weniger Druckhöhe auskommen können. Liegt z. B. der oberste Hahn nicht höher als 15,0 m über Straßenkrone, so wird eine Druckhöhe von 25,0 m für die Haus Versorgung genügen. Soll die Druckhöhe in dem Netz auch für Feuerlöschzwecke ausreichen, so müßte bei einem Abstande der Wasserpfosten (Hydranten) von ca. 100,0 m eine Verstärkung des Druckes von mindestens 10,0 m ein tret en. Bei einer solchen Druckvermehrung würde es aber dennoch nötig bleiben, für den Fall Spritzen anzuwenden, daß gleichzeitig die Brandstelle mit mehreren Schlauchleitungen beworfen werden soll. Den gesamten erforderlichen Betriebsdruck in den Hausleitungen, ev. einschließlich des Überdrucks für Feuerlöschzwecke, nennt Thiem den „bürgerlichen Betriebsdruck“.- Im nachfolgenden Text wird er mit hv bezeichnet werden. Um nicht dauernd den Betrieb unter einem Druck zu führen, welcher nur selten erforderlich ist, kann es zweckmäßig sein, die Anordnung so zu treffen, daß durch verstärktes Arbeiten der Pumpen und unter Anwendung von Standrohren eine Druckerhöhung bei Feuersbrünsten erzielt werden kann. Denselben Zweck kann man unter Umständen auch durch Einschaltung eines höhergelegenen Behälters erreichen.

E. Allgemeine Anordnung des Rohrnetzes und der Hochbehälter.

Von der Versorgungsstelle bis zum Konsumschwerpunkt des Versorgungsgebietes wird man eine möglichst kurze Linie suchen. Bei der Entscheidung, ob eine oder zwei Hauptleitungen zu verlegen sind, ist neben der wirtschaftlichen Berechnung auch die Betriebsicherheit in Anschlag zu bringen. Nach Eintritt der Leitung in das Versorgungsgebiet verrästeln sich die Stränge zweiter Ordnung nach den Schwerpunkten ihrer Bezirke, und ebenso ist für die Leitungen dritter und vierter Ordnung usw. zu verfahren. Zur Druckausgleichung und um das lange Stehen des Wassers in den Endleitungen der Verästelung zu vermeiden, werden die Enden der einzelnen Äste zweckmäßig miteinander verbunden. Mit Hilfe dieser Anordnung wird es möglich, daß man eine Strecke abschließen kann, ohne daß andere als die unmittelbar angeschlossenen Grundstücke in Mitleidenschaft gezogen werden. Kleinere Durchmesser als 8 cm werden für Straßenleitungen in der Regel nicht verwendet; viele Verwaltungen haben 10 cm als den kleinsten Durchmesser für Wasserleitungen angenommen. Spülauslässe und Ablaßschieber werden an Punkten angebracht, nach denen die Rohrleitung Gefälle hat, Lufthähne natürlich an den höchsten Stellen. Für alle Rohrabzweigungen gibt es einen wirtschaftlich günstigsten Abzweigungswinkel¹), indessen sind die Druckverluste nicht erheblich größer, wenn von diesem Winkel abgewichen wird. Bei zwei oder mehr Entnahmestellen wird man bestrebt sein, soweit es die Druckverhältnisse gestatten, durch eine Ringleitung und sonstige Verbindungen die Möglichkeit zu haben, einen Ausgleich herbeizuführen. Bei sehr verschiedener Höhenlage der einzelnen Stadtgebiete kommt die Bildung einzelner Druckzonen in Frage. Nimmt man z. B. an (Fig. 21), daß von einem Ausgleichbehälter A aus eine Stadt gespeist werden

--1“

Ob

Fig. 21.

soll, welche sich auf beiden Seiten eines Hanges ausdehnt, und schfieidet nun die Betriebsdrucklinie für den größten Verbrauchszustand das Stadtgebiet bei a und b, so würden die oberhalb dieser Linie liegenden Grundstücke unversorgt bleiben bzw. nur einen schwachen Druck haben. Ließe man den Ausgleichs-behälter bei A wegfallen und legte dafür einen solchen bei B an, so brauchte die Leitung A bis B nicht die größte, sondern nur noch die mittlere Stundenmenge durchzuleiten. Infolgedessen würde die Drucklinie eine höhere Lage, etwa A ax einnehmen. Für den abwärts gelegenen Stadtteil möge sich beim stärksten Verbrauch die Drucklinie a± b₁ ergeben, welche sich in der Oberstadt bereits der Zulässigkeitsgrenze nähere. Dann würde man es vorziehen, für die Ober- und Unterstadt je eine getrennte Zone zu bilden, derart, daß von B aus zwei getrennte Speiseleitungen ausgehen und die Drucklinie für die Oberstadt bei größtem Verbrauch nunmehr nach ax b₂ fiele, bei welcher auch noch an den höchsten Stellen der bürgerliche Betriebsdruck hv vorhanden wäre. Für den Fall, daß die Örtlichkeit keine Gelegenheit böte, bei B einen Hochbehälter anzulegen, sondern nur bei A , müßte man die Leitungsstrecke AB so erweitern, daß auch bei stärkstem

!) Vgl. Handb. d. Ing.-Wissensch., III. Teil, Bd. 3, Wasserversorgung der Städte, 1904, S. 106

Verbrauch die Drucklinie nicht unter A ax herabgehen könnte. Die Versorgungsleitungen für den jenseitigen Stadtteil würden dann wie vorher in zwei Zonen zu teilen sein. Fig. 22 zeigt schematisch den Fall, daß von zwei in verschiedener Höhe liegenden Ausgleichbehältern ein Stadtgebiet mit stark wechselnder Höhenlage gespeist werden soll. Bezeichnet hz den Druckverlust und At at die Druck-linie der Zuleitung von Ax bei höchstem Verbrauch, und trägt man den bürgerlichen Betriebsdruck hv von dieser Linie ab, so würden die Stadtteile III nicht mehr mit ausreichendem Druck versorgt werden können, alle Stadtteile unterhalb III würden mehr Druck haben als erforderlich ist. Von dem Behälter A aus könnten bei der Gefällslinie A a₂ die Stadtteile unterhalb F G also die

Af

tL.

_ j?a_

Fig. 22.

Stadtteile I, mit ausreichendem Druck gespeist werden. Für die nach Ax zu gelegene Zone III könnte eine besondere Leitung mit ausreichender Druckhöhe verlegt werden. Für die Hochzone III auf der abgewendeten Kuppe würde die Aufstellung eines besonderen Ausgleichsbehälters in Frage kommen, welcher entweder während der Nachtzeit zu füllen, oder mittels eines besonderen Pumpwerkes zu speisen wäre.

Bei hohen Drücken werden die Netzverluste größer und die Hausleitungen wegen der größeren Wandstärken der Rohre etwas teurer. Indessen sorgfältigste Ausführung vorausgesetzt sind die Unterschiede bis zu 80,0 m Druck diesbezüglich nicht sehr groß und für Feuerlöschzwecke ist der hohe Druck willkommen.

Bei Zuleitung des Wassers durch Pumpenbetrieb muß durch vergleichende Kostenermittlung festgestellt werden, ob es sich lohnt, mehrere Ausgleichsbehälter in verschiedener Höhe anzulegen und verschiedene Druckzonen zu bilden. Diejenigen Anlagen verdienen den Vorzug, bei welchen die Summe der Baukosten und der kapitalisierten Betriebskosten am kleinsten wird. Allerdings muß hierbei auch die Einfachheit und Betriebssicherheit der Anlage mit in Rechnung gezogen werden. Sollen zwei Behälter von verschiedener Höhe durch ein Pumpwerk und eine Hauptleitung gespeist werden, so müssen die Ab-

P

zweige nach den Behältern durch die Schieber Cx und C₂ verschließbar sein (Figur 23) und es muß ein Überlauf D angeordnet werden. Betriebssicherer ist die Anlage mit zwei Leitungen, bei denen die Schieber Cx und C₂ (Fig. 24) im Pumpwerk selbst angebracht werden können. Bei sehr großen Höhenunterschieden und größeren Anlagen wird es meist vorteilhaft sein, für jeden Behälter eine besondere Pumpen-

O Hz

Oj.

0?

Cf

Cz

Pi

3®T

Fig. 23.

P\

m.

Fig 24.

7/

Iz

Fig. 25.

7/7/.

anlage einzurichten (Fig. 25), um zu vermeiden, daß die Pumpen unter zu stark wechselndem Druck arbeiten müssen. Bei großer Entfernung der hochgelegenen Stadtteile von dem Pumpwerk und großen Höhenunterschieden kommen auch mehrere übereinander liegende Pumpwerke in Betracht.

Findet die Wasserzuleitung von zwei in verschiedener Höhe liegenden Stellen und durch natürliches Gefälle statt, und soll vom Vereinigungspunkt der Leitungen das Wasser in einer gemeinsamen Leitung zur Stadt geführt werden, so muß durch die entsprechende Wahl der Querschnitte der Leitungen, d. h. durch die verschiedenen Reibungsverluste oder durch eingelegte Absturzstrecken der Höhenunterschied ausgeglichen werden. Da aber die Zuflüsse aus den beiden Leitungen starken Schwankungen unterliegen, so ist trotz sorgfältiger Berechnung eine Überflutung der niedriger gelegenen Entnahmestellen nicht ausgeschlossen. Deshalb ist es vorzuziehen, einen Zwischenbehälter anzulegen (Fig. 26). Jede der beiden Kammern X und Y kann das Wasser von einer oder auch von beiden Zuführungsleitungen At und A2 aufnehmen, welche durch die Schieber k geschlossen werden können. C und D sind die durch Schieber abschließbaren Entnahmerohre, B die Überlaufrohre, E die Entleerungsrohre, b die Ableitung nach der Stadt.

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Fig. 26. Zwischenbehälter der Frankfurter Quellenleitung.

Fig. 27. Durchgangsbehälter.

Fig. 28. Überlaufbehälter.

mm

Ist ein besonderes Steige- und Ablaufrohr vorhanden, so daß das ganze Wasser den Behälter durchlaufen muß, so spricht man von einem Durchgangsbehälter (Fig.27)- In einen Überlauf -b eh alt er (Fig. 28) gelangt nur dann Wasser, wenn die Entnahme im Netze unter das Stundenmittel sinkt. Jeder Hochbehälter wird mit einem Überlauf-rohr, einem Entleerungsrohr und mit so viel Absperrvorrichtungen zu versehen sein, daß jede gewünschte Benutzungsart möglich ist. Bei der Anordnung der Schieber und der Klappen ist möglichste. Übersichtlichkeit Hauptsache, damit Irrtümer der Bedienungsleute nicht Vorkommen können. Soweit irgend möglich sind alle Schieber eines Hochbehälters

F-

Ob

nach der Siacff

t7

\nach dem Entleerunqsschac.ht

Ob

Fig. 29.

von den Pumpen

in einer Schieberkammer zu vereinigen. Fig. 29 zeigt schematisch die Anlage des Behälters zu Bernburg¹).

Für den gewöhnlichen Gebrauch sind die Schieber B, C, D geschlossen, E, F offen. Das durch das Steigerohr a ankommende Wasser ergießt sich über die trompetenartige Mündung in den Behälter und fließt durch das Fallrohr nach der Stadt. Soll der gefüllte Behälter ausgeschaltet und für Feuersgefahr gefüllt gehalten werden, so genügt das Schließen des Schiebers F und öffnen des Schiebers B. Das Steigerohr a wird dann Standrohr. A ist ein Klappenventil, welches den Rückfluß des Wassers der Druckleitung bzw. eine Entleerung des Behälters beim Bruch des Steigerohrs a verhindern soll. Behufs Reinigung und Ausbesserung des Behälters werden die Schieber E und F geschlossen, die Schieber B, C und D geöffnet. Die Pumpenleistung hat sich dann dem Verbrauch derart anzupassen, daß möglichst wenig Wasser über D nach dem Entleerungsrohr abfließt.

Damit das Wasser im Behälter möglichst frisch bleibt, ist für seine Bewegung sowohl im senkrechten wie im wagerechten Sinne Sorge zu tragen (Fig. 30, 31, 32).

Liegt eine Stadt auf den beiderseitigen Hängen eines Flußtales (Fig. 33) und bietet sich auf der der Entnahmestelle abgewendeten Seite der Stadt günstige

Fig. 30.

Fig. 31.

Fig. 32.

Gelegenheit zur Anlegung eines EndbehältersE, so kann man durch eine Linie T T± festlegen, wie weit die Stadt bei höchstem Verbrauch von A bzw. von E aus zu speisen ist. An den höchsten Stellen der Stadtteile I und II und in

Ji'V

Ir

Fig. 33.

der Linie T T₁ muß mindestens noch der erforderliche bürgerliche Betriebsdruck hv vorhanden sein. Die Leitungsquerschnitte müssen ferner so berechnet werden, daß sich bei geringstem Verbrauch zuzüglich des zur Füllung des Endbehälters erforderlichen Zuflusses die Drucklinie A E einstellt. Nimmt der Verbrauch ab, so rückt T Tj näher an E heran und geht schließlich durch den Behälter E. Aus der Wahl der Linie TTt ergibt sich die Größe des Endbehälters.

Liegt das Versorgungsgebiet ganz auf einer Seite eines Talhanges (Fig. 34), wie es z. B. in Darmstadt der Fall ist, so sind die Verhältnisse bei Verwendung

¹) Joum. f. Gasbel. u. Wasservers. 1876, S. 18.

eines Endbehälters ganz ähnlich wie die in Fig. 33. Sind die Druckverteilungs-linien während des stärksten Verbrauchs MN und EN, so wird der Stadtteil links von TTX direkt von A , der Stadtteil rechts von TTt vom Endbehälter aus gespeist werden. Läßt der Verbrauch nach, so tritt Nx an die Stelle von N und rückt bei weiter abnehmendem Bedarf immer näher an E heran, bis sich schließlich der Überschuß des Zuflusses über den Bedarf in den End-

T,

Fig. 34.

behälter ergießt.

Hat man einen Hochbehälter vor der Stadt und einen Gegenbehälter hinter derselben (Fig. 35)» so müssen beide zusammen mindestens einen Inhalt haben, welcher gleich ist dem größten Mehrbedarf während der

über

Ä- —

Tagesstunden den durchschnittlichen Zufluß, also bei 24-stündigem muß der Inhalt beider Behälter ^ ¹/3 des durchschnittlichen

Betriebe

Tagesbedarfs sein

(S. 152t).

Bei schwachem Verbrauch (Drucklinie A G) nehmen beide Behälter Wasser auf. Würde der Gegenbehälter G fehlen, so müßte das Rohrnetz so weit dimensioniert werden, daß noch beim höchsten Punkte der Stadt am rechten Hang während des stärksten Verbrauchs der bürgerliche Betriebsdruck hv vorhanden wäre. Mit Hilfe des Gegenbehälters kann man den Querschnitt der Hauptleitung verkleinern, so daß sich beim stärksten Verbrauch von A aus die Drucklinie A a einstellt, während von G aus die Drucklinie G g erzeugt wird. Je mehr der Verbrauch abnimmt, desto mehr würde auch hier TT± nach rechts rücken, bis schließlich der Behälter G gespeist wird. Die Größe des Behälters G würde mit Hilfe der Linien TTX aus dem Bedarf der einzelnen Stunden eines Tages mit höchstem Verbrauch zu ermitteln sein. Mit Hilfe des Gegenbehälters würde man im Falle eines Rohrbruches in der Hauptleitung zwischen A und Stadtgrenze dennoch das Versorgungsgebiet speisen können; freilich würde in einem solchen Falle beim höchsten Bedarf die Drucklinie unter G g sinken und die oberhalb dieser Linie liegenden Stadtteile am linken Hang müßten sich mit einem schwachen Druck begnügen bzw. würden ganz von der Versorgung ausgeschlossen sein.

Günstige Verhältnisse für ein Rohrnetz ergeben sich, wenn die Örtlichkeit die Aufstellung eines Hochbehälters im Schwerpunkt des Versorgungsgebietes gestattet (Fig. 36).

Fig. 35.

Fig. 36.

F. Allgemeines über das Pumpwerk.

Zur Erleichterung des Gesamtbetriebes wird man das Pumpwerk so nahe wie möglich an das Versorgungsgebiet heranrücken und es mit den etwaigen Reini-

gungsanlagen (Klärbecken, Filtern, Enteisenungsanlagen usw.) zusammen zu legen suchen. Kann der Hochbehälter in der Nähe des Pumpwerkes angelegt werden, so erleichtert das gleichfalls den Betrieb. Da aber die bis zum Hochbehälter zu verlegende Druckleitung nur für den mittleren Zufluß, die vom Hochbehälter zum Versorgungsgebiet gehende Hauptleitung aber für den größten Stundenverbrauch einzurichten ist, so wird, wenn die Örtlichkeit mehrere Lösungen zuläßt, ein wirtschaftlicher Vergleich aufzustellen sein. Ist eine geeignete Anhöhe zur Unterbringung des Hochbehälters nicht vorhanden, so wird man sich bei größeren Anlagen, bei denen die Herstellungskosten von Hochbehältern mit künstlichem Unterbau zu groß werden würden, meistens mit Standrohren nebst kleineren Reservoiren zur Druckregelung begnügen, im übrigen aber den Ausgleich des Bedarfs durch entsprechende Einrichtungen im Pumpwerk bewirken. Solche Standrohranlagen sind oft mit der Schornsteinanlage verbunden, was neben der Kostenersparnis den Vorteil hat, daß ein Einfrieren des Standrohres und Reservoirs vermieden wird. Bei kleineren Anlagen kann die Aufstellung des Hochbehälters im gedachten Falle auch direkt über dem Pumpwerk in Frage kommen. Die Entfernung des Pumpwerkes von der Gewinnungsstelle ist beschränkt. Bei Saugleitungen ist die größte zulässige Saughöhe 7>0—8,0 m, verringert um den ReibungsVerlust im Saugrohr und in den Ventilen, weil sonst der Betrieb zu unsicher wird. Die mittlere Geschwindigkeit des angesaugten Wassers darf 0,5 m/sek, die größte 0,8 m/sek nicht übersteigen. Die Druchgangsquer-schnitte der Saug- und Druckventile sollten etwa 20% größer sein als der Rohrquerschnitt.

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Länger als Saugleitungen können Heberleitungen sein, da die Reibungsverluste in den Pumpen wegfallen. Bei Heberleitungen gilt für H (Fig. 37) als Höchstwert 8—9>0 m — h, wenn h das Gefälle des Hebers bedeutet und der gesenkte Spiegel den tiefsten Wasserstand im Entnahmebrunnen angibt. Die Heberleitungen können bei sorgfältiger Ausführung 1800 m und mehr lang werden¹). An den höchsten Punkten einer Heberleitung sind Absaugevorrichtungen durch Anschluß an den Saugewindkessel der Förderpumpe oder durch Dampf oder Wasserstrahlpumpen oder dergleichen für die sich ansammelnde Luft nötig. Die Luftansammlung in Heberleitungen wird dadurch begünstigt, daß das Wasser in ihnen an allen Punkten unter geringerem Druck steht als dem atmosphärischen. Beim Wasserwerk Freising ist die 8l7>0 m lange, mit einem gleichmäßigen Gefälle von 1 : 1000 verlegte Heberleitung von 0,25 m Weite im Schöpfbrunnen direkt an die Saugleitung des Schöpfwerkes angeschlossen (Fig.38).

0 Die von Salbach für die Versorgung von Preßburg ausgeführte 0,4 m weite Heberleitung ist 1772 m lang und durchschneidet als Düker das Bett der Donau.

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Der Schieber in der Anschlußleitung ist aber in der Regel geschlossen und dient nur zum Entfernen der angesammelten Luft. Der Saugschenkel der Heberleitung ist mit einer Rückfallklappe versehen, um eine Füllung der Leitung vornehmen zu können und um die Entleerung der Heberleitung zu verhindern, wenn die Wassersäule abreißt¹).

Zur Füllung des Hebers kann eine Verbindung mit einem höher gelegenen Behälter oder mit einer Druckleitung dienen. Es ist möglich, eine Reihe von Entnahmebrunnen an eine Heberleitung anzuschließen. Ein besonderer Vorteil der Heberleitung ist die Möglichkeit, sie außerhalb des Grundwassers oder doch weniger tief in dasselbe zu verlegen (Fig. 37).

Beim Wasserwerk der Stadt Kiel (Fig. 39 und 40) wurde die rd. 1000 m lange und 0,40 m weite Leitung etwas unter dem niedrigsten unabgesenkten Wasserspiegel mit Gefälle nach dem Schöpfwerk verlegt, damit beim Aussetzen des Pumpenbetriebes und nach Ansteigen des Grundwasserspiegels in dem Entnahmebrunnen das Heberrohr stets gefüllt gehalten wird. Die acht Rohrbrunnen wurden mit je einer 0,20 m weiten Heberleitung an die Hauptleitung angeschlossen. Bei dieser Anlage würde die direkte Führung des Wassers von dem Entnahmebrunnen zur Schöpfstelle wegen der tiefen Lage einer solchen Leitung unter dem Grundwasser sehr teuer und schwierig geworden sein²).

Der Maschinenflur des Pumpwerkes muß entweder über dem höchsten Wasserstande liegen oder mit wasserundurchlässiger Sohle und Seiten-wänden bis zum höchsten Wasserstande umschlossen sein. Letzterer Ausführungsart ist eine Anlage vorzuziehen, bei welcher nur die Pumpen in wasserdichte Schächte eingebaut werden (Fig. 41).

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Fig. 38. Schöpfbrunnen mit Heberzuleitung des Wasserwerkes Freising.

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Fig. 39. Heberleitung des Kieler Wasserwerkes.

Bei Flußwasserversorgungen wird man die Entnahmestelle so zu schützen haben, daß weder Versandungen noch Abbrüche stattfinden können. Eine möglichst günstige Zufuhr der Brennmaterialien ist gleichfalls ein wichtiger Gesichtspunkt. Nur bei kleinen Anlagen und bei verhältnismäßig großem Hochbehälter kann auf Reservepumpen verzichtet werden. Bei Pumpwerken ohne ausreichenden Hochbehälter wird man durch die Wahl der Maschineneinheiten und die Art der Maschinen dafür zu sorgen haben, daß sich das Pumpwerk dem wechselnden Verbrauch, welcher stündlich zwischen 1,5 und 7% des Tagesverbrauches schwanken kann, anzupassen vermag. Es ist dann auch ein oben offenes Standrohr in die Hauptleitung einzufügen. Das Standrohr muß einen möglichst

!) Zivilingeneur. 1888. Heft 7. ²) Oesten a. d. O. S. 99.

großen Durchmesser haben bzw. am oberen Ende mit einem Reservoir versehen sein. In letzterem Falle bildet das Standrohr zugleich die Steigeleitung und Fallleitung des Reservoirs. Statt eines einzelnen Standrohres sind auch mitunter zwei von verschiedener Höhe angehracht, derart, daß das hohe Standrohr in Wirksamkeit tritt, wenn größere Drücke (Höchstkonsum bei Feuersbrunst) erforderlich werden. Ein anderes Mittel zum Druckausgleich sind Windkessel, welche in der v"|

Regel im Maschinenraum ihre Aufstellung finden können. Diesem Vorteil gegenüber steht der Nachteil der Windkessel, daß die Druckschwankungen insofern weniger gut ausgeglichen werden, als die beim Steigen des Wassers zusammengepreßte Luft Gegenstöße verursacht. Letzteren kann man durch möglichst große Abmessungen der Windkessel und durch Sicherheitsventile entgegenwirken. Fernerer Nachteil der Windkessel, ist, daß das Wasser leicht einen Teil der gepreßten Luft mit sich nimmt und an hohen Punkten der Leitung absetzt, wodurch weitere Druckschwankungen verursacht werden können. Bei

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Fig. 40. Querschnitt durch einen Brunnen und die Heberleitung des Kieler Wasserwerkes.

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Fig. 41.

Verwendung von Windkesseln empfiehlt es sich, längere wagerechte oder wenig geneigte Strecken in der Leitung zu vermeiden und für eine reichliche Zahl von Lufthähnen zu sorgen.

Selbstverständlich ist bei Anlegung eines Pumpwerkes auf Erweiterung Rücksicht zu nehmen. Für die Pumpen kommen hauptsächlich Plungerpumpen in Betracht. Der Wirkungsgrad der Schleuderpumpen (Zentrifugalpumpen) ist im allgemeinen kleiner (Nutzeffekt 70—75%)*

Die Betriebsmaschinen und Pumpen müssen so bemessen werden, daß die größte erforderliche sekundliche Wassermenge auf die Betriebshöhe H gehoben werden kann. Ist ein Hochbehälter vorhanden, so wird sich die Förderung der größten täglichen Wassermenge M gleichmäßig auf die Betriebszeit verteilen.

Ist a die Betriebszeit in Stunden, so ist die sekundlich zu fördernde Wasser -menge

a • 60 • 60

• cbm/sek .

Die Betriebshöhe H in m setzt sich zusammen aus Hb + hs -f hb, worin Hb die Höhe des höchsten Spiegels im Hochbehälter über dem niedrigsten Wasserspiegel im Schöpfbrunnen, hs die Reibungsverluste in der Saugleitung hb die Reibungsverluste in der Steigeleitung bis zum Hochbehälter bedeuten. Die er-

Q-H-1000

forderlichen Pferdekräfte berechnen sich dann zu N

• a, worin a

einen Beiwert bedeutet, dessen Größe vom Nutzeffekt der Pumpen abhängt und für die Vorarbeiten im Mittel zu 1,3 angenommen werden kann. Anders aus-

, wobei r] den Wirkungsgrad der Pumpe (im Mittel

0,77) bedeutet. In Wirklichkeit steigt der Wirkungsgrad gut ausgeführter Kolbenpumpen bis zu 0,93- Ist noch eine Übersetzung von der Kraftmaschine zur Pumpe erforderlich, was namentlich bei Schachtpumpen, ferner bei Benutzung von schnellaufenden Antriebsmaschinen vorkommt, so müssen die hierdurch bedingten Energieverluste besonders berücksichtigt werden. Ist ein Hochbehälter nicht vorhanden, so muß man bei Berechnung von Q die Stunde des größten Konsums zugrunde legen. Die Betriebshöhe H setzt sich dann zusammen aus Ha, das ist die Höhe des höchstgelegenen Leitungspunktes im Netz über dem niedrigsten Wasserspiegel im Schöpfbrunnen, aus dem bürgerlichen Betriebsdruck hv, aus hs wie oben und aus ha, das ist die Summe der Reibungsverluste bis zum höchsten Punkt a. Zur vorläufigen Berechnung des Kolben-durchmessers einer doppelt wirkenden Pumpe gilt die Formel

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D = 1,19 •

und für einfach wirkende Pumpen

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Di = i 2 • D = 1,68 j/ ⁰

Hierin bedeuten:

Q die sekundliche Wassermenge in cbm/sek,

y) das Verhältnis der täglichen Betriebszeit zur vollen Tageszeit, also 24 y) ihre Dauer in Stunden,

i die Anzahl der Pumpen, welche gleichzeitig zur Förderung von Q dienen sollen,

c die mittlere sekundliche Geschwindigkeit des Pumpenkolbens in 2 s n

m — -, worin 5 den Hub des Pumpenkolbens in m,

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n die minütliche Umdrehungszahl der Kurbelwelle bedeuten.

Als Triebkraft für Wasserhebemaschinen wird heute noch für größere Anlagen überwiegend der Dampf benutzt.

In kleineren und mittleren Werken findet man häufiger Leuchtgas- und Sauggasmotoren, Dieselmotoren, Benzin- und Petroleummotoren, Elektromotoren und schließlich auch Turbinen und Wasserräder. Bei kleineren Anlagen, bis zu etwa 100 PSe werden die Benzin-, Petroleum-, Leucht- und Kraftgasmotoren meistens wirtschaftlich überlegen sein. Bei mittleren Anlagen wird der Vergleich oft eine Gleichwertigkeit ergeben, während bei größeren Anlagen sich die Dampfmaschine in den meisten Fällen heute wohl noch als die günstigere Anlage herausstellen wird. Allerdings sind die neuerdings sehr vervollkommnten Dieselmotoren mit

Dampfmaschinen bei großen Anlagen von 1000 PSe und mehr mindestens konkurrenzfähig, wenn nicht überlegen. Wenn Gichtgas aus Hochöfen zur Verfügung steht, so ist die Gasmaschine gegeben.

Die Verwendung von Elektromotoren hängt vom Strompreise ab. Sie können für große Anlagen mit 24stündigem Betriebe nur dann konkurrieren, wenn für die KW-Stunde der Preis 4—5 Pf- am Motor gemessen nicht übersteigt. Bei Einholung vergleichender Kostenanschläge für Wärmekraftmaschinen ist die mittlere und höchste Förderhöhe und die zu fördernde mittlere und höchste Wassermenge in 1/sek und die Pumpenart nebst Hubzahl anzugeben, und von den Lieferanten ist eine Garantie für die mit 1 kg Brennmaterial von bekanntem Heizwert zu leistenden mkg zu verlangen. Für die Wirtschaftlichkeit des Betriebes ist es an sich am vorteilhaftesten, wenn die ganze Wasserhebung mit einer Maschinenreihe bewirkt und Schöpfmaschinen mit kleinerer Hubhöhe neben Druckpumpen mit höherem Druck vermieden werden können. Meistens allerdings wird diese Lösung aus anderen Gründen nicht in Frage kommen.

Als Beispiel einer Gaskraftanlage von 80 cbm Stundenleistung sei auf das Wasserwerk in Vegesack-Bremen gewiesen¹) (Fig. 72 u. 73, S. 1576). Der Antrieb erfolgt durch zwei liegende Einzylinder-Präzisionsleuchtgasmotoren a (Klasse M von Gebr. Körting in Körtingsdorf bei Hannover) von je 12,2 PSe Leistung und 190 Uml/min mit einem Schwungrad, verlängerter Welle und Außenlagerbock, mit Drosselregulierung, Ventilsteuerung und elektrischer Zündung und mittels direktem Riemenzug. Die Motoren werden mit Druckluft angelassen, die durch die Motoren beim Leerlauf erzeugt und in dem Druck Windkessel c aufgespeichert wird. Beide Pumpen b, welche 1 m tiefer als die Motoren angeordnet sind, um eine günstigere Saughöhe zu erzielen, sind liegende, doppeltwirkende Plungerpumpen für je 40 cbm/std Wasser auf 66 m manometrische Förderhöhe bei 47 Uml/min.

Der Windkessel ist für die Druck- und Saugwirkung gemeinschaftlich. Der untere gußeiserne Teil cx des Kessels dient als Saugwindkessel und besitzt sieben Anschlußstutzen, zwei für die Pumpenanschlüsse und fünf für die Saugleitungen der Brunnen.

Die liefernde Firma gewährleistete die Leistung von 490 000 mkg in gehobenem Wasser für 1 cbm Gas von 5000 WE unterem Heizwert bei 0° Temperatur und 76O mm Barometerstand und einen Gasverbrauch von 440 1 für die PSe - Stunde. Bei der Abnahmeprüfung ergab sich eine Leistung von 525 000 mkg.

oder mit einer Wärmeeinheit

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Pumpen liefern ca. 102 1/sek bei 120 Uml/min. Die Sauggasmotoren leisten normal 150 PSe als Höchstleistung. Die Verwendung von Heißdampfmaschinen war wegen der Schwierigkeit der Abführung des Kondenswassers sehr erschwert.

Als Beispiel einer Sauggasanlage kann auf die städtischen Wasserwerke von Worms und Bingen²) verwiesen werden. In Worms wurden bei den Abnahmeversuchen pro indizierte PSe-Stunde im Mittel 0,35 kg Koks bei einem Heizwert von 6774 WE/kg gebraucht. Mit 1 kg Koks konnten trotz Verwendung von Zentrifugalpumpen als Rohwasserpumpen im Mittel 462 000 mkg in gefördertem Wasser geleistet werden oder mit einer Wärmeeinheit 68,2 mkg. Im regelmäßigen Betriebe wurden im Jahre 1907 mit 1 kg Koks 300 000 mkg in gehobenem Wasser 300 000

Bei der Wahl der Einheiten ist auf eine möglichst wirtschaftliche Ausnützung der Anlage Bedacht zu nehmen, wozu in erster Linie gehört, daß die Maschinen möglichst lange mit den wirtschaftlich besten Füllungsgraden arbeiten.

Die Betriebsräume müssen sehr gut beleuchtet, gelüftet, heizbar und trocken sein. Fußboden, Wände und Decke sind so auszuführen, daß die größte Reinlichkeit und Staubfreiheit vom Personal verlangt werden kann. Aus diesem Grunde ist eine möglichst vollkommene Trennung der Maschinenräume vom Kesselhause oder von dem Generatorenraume anzustreben.

¹)    Wasserwerksdirektor W. Wagner, Das Wasserwerk und die Enteisenungsanlage der Stadt Vegesack. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 57-

²)    Geh. Baurat Prof. Berndt, Darmstadt, Die Wasserwerke der Städte Worms und Bingen. Joum. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 736.

98

Taschenbuch für Bauingenieure.

II. Einzelheiten.

A. Sammelkanäle.

Die Sammelkanäle, zu denen als einfachste Formen auch die Drainröhren oder die aus Steinplatten gebildeten Dolen (Fig. 7 d) gehören, werden in größeren Abmessungen entweder aus Gußeisen oder aus glasiertem Ton oder aus Zementbeton oder aus Mauerwerk hergestellt.

Die Eintrittsöffnungen der Sammelkanäle werden entweder als runde Löcher oder kurze Schlitze angebracht, welche in keiner Abmessung kleiner sein sollten

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als 8 mm (Fig. 42). Sie müssen pro lfdm. so zahlreich sein, daß die Eintrittsgeschwindigkeit ein Mitführen von Sand möglichst ausschließt. Die Sammel-kanäle werden (bis zur Höhe des Grundwasserspiegels) mit einem filterartigen Mantel umhüllt, der in seinem dem Sammelkanal zunächst liegenden Teile aus gewaschenem und gesiebtem Kiese oder Steinschlag besteht, während die anderen Schichten aus nach außen feiner werdendem, möglichst gewaschenem

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Fig. 43.

Material zusammengesetzt sind. Ist eine Verunreinigung des Sammelkanals aus den Schichten über dem Grund Wasserträger zu befürchten und sind diese in der Natur durch eine undurchlässige Schicht vom Grundwasserträger getrennt, so wird man den filterartigen Mantel des Sammelkanals über dem Grundwasserspiegel mit einer ca. 0,3—0,5 m starken Tonschicht abdecken und diese mit der in der Natur vorhandenen Schutzschicht verbinden. Diese undurchlässige Tonschicht ist mit Gefälle zu verlegen und an geeigneten Stellen zu entwässern (Fig. 43)* Bei langen Sammelkanälen sind zur leichteren Überwachung und zur Beseitigung des etwa eingetretenen Sandes besteigbare Revisionsschächte mit Sandfängern anzulegen. Durch entsprechende Verschlüsse in den Schächten läßt sich eine wirksame Spülung, auch wohl eine Aufspeicherung des Wassers im Grund Wasserträger bei kleinem Bedarf erreichen (Fig. 44)¹). Um notfalls von Schacht zu Schacht eine Bürste durchziehen zu können, sind möglichst gradlinige Strecken des Sammelkanals zweckmäßig. Die Wirksamkeit einer Aufspeicherung hängt ganz von den örtlichen Verhält-

J) Berg, Das neue Wasserwerk der Stadt Hannover. Zeitschr. d. Arch.- u. Ing.-Vereins zu Hannover. 1880. S. 189.

nissen ab und wird meistens nicht groß sein. Das untere Ende des Sammelkanals mündet in eine Sammelstube, in welcher der etwa mitgeführte Sand ausgeschieden werden muß, bevor das Wasser zum Pumpensumpf der Maschinen gelangt. Bei einfachen Anlagen genügt eine einfache Querwand, über welche das aus dem Sammelkanal eintretende Wasser fließen muß, während gleichzeitig für die nötige Querschnittserweiterung zu sorgen ist (Fig. 45)* Vollkommener und empfehlenswerter ist es aber, die Sammelstube aus zwei Teilen derart einzurichten, daß ein Teil im Betriebe bleiben kann, wenn der andere gereinigt wird (Fig. 46)¹).

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Fig. 45.

Fig. 44. Zwischenschacht des Sammelrohres des Wasserwerkes Hannover.

Als Sammelstollen bezeichnet man in das geschichtete und mit Wasser gefüllte Gestein vorgetriebene Kanäle. Wenn in dem wasserhaltigen Gestein die durchlässigen Schichten von undurchlässigen so umgeben sind, daß beim Abschluß des Sammelstollens überhaupt jeder Abfluß verhindert wird, kann man durch Einbau von Dammtoren oder anderen Verschlüssen in den Sammelstollen unter günstigen Umständen eine wirksame Aufspeicherung bei zeitweiligem Wasserüberfluß für die Zeit des stärkeren Verbrauchs erzielen. Derartige Vorrichtungen sind u. a. von Winter bei den Sammelstollen des Wasserwerks Wiesbaden ausgebildet²).

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Fig. 46. Sammelstube des Königsberger Wasserwerkes.

B. Brunnen.

Von Hausbrunnen abgesehen unterscheidet man gemauerte und eiserne Brunnen, und unter den ersteren solche mit dichtem und solche mit durchlässigem Mantel.

Man kann den gemauerten Brunnen in einer bis zur beabsichtigten Sohle heruntergetriebenen Baugrube von unten auf errichten, wobei die Absenkung des Grundwasserspiegels während des Baues durch einen oder mehrere eiserne Saugbrunnen erfolgt. Durch das Absaugen des Grundwassers außerhalb der Baugrube verhindert man das starke Eintreiben von Schwemmsand in die Baugrube. Diese Art der Ausführung ist nur bei beschränkter Brunnentiefe möglich; sie hat den Vorzug, daß man durch das Ausschachten der Baugrube eine genaue Kenntnis der einzelnen Bodenschichten des Grundwasserträgers erhält, und daß man für eine sorgfältige Hinterfüllung des Brunnens sorgen kann.

Die andere und meistens billigere Ausführungsart ist die des Absenkens. Hierbei wird die Baugrube bis etwas unter den Grundwasserspiegel offen hergestellt. Das auf einem Kranze (vgl. Fig. 45) aus Holz oder Eisen ruhende Brunnenmauerwerk wird zunächst einige Meter hoch hergestellt und dann dadurch versenkt, daß man es belastet und den Boden aus dem Brunnen entfernt. Damit das Mauerwerk bei schiefer Stellung des Brunnens nicht abreißt, sind vom Kranze aus kräftige Zuganker nach oben zu führen, welche mit Splinten auf Unterlag-platten oder durch Verschraubung auf Zwischenkränzen oder Platten kräftig angezogen werden. Bei sehr großen Ausführungen empfiehlt es sich, den Brunnen mittels Anker an Gerüsten aufzuhängen, um bei Schiefstellung des Brunnens während der Absenkungsarbeit ein Geraderichten bewirken zu können.

Dem höchsten äußeren Drucke würde an sich eine verhältnismäßig kleine Wandstärke genügen. Aus ausgeführten Beispielen läßt sich bei Ziegelmauerwerk für die Wandstärke der untersten Schicht die Formel 0,1 d + 0,1 in m ableiten, wenn d den inneren lichten Durchmesser des Brunnens in m bezeichnet. Der sich ergebende Wert ist auf die nächste halbe Steinstärke nach oben abzurunden. Diese Formel genügt etwa bis zu Tiefen von 20,0 m. Nach oben kann die Wandstärke verringert werden, indessen nicht unter eine Steinstärke. Bei sorgfältig ausgeführten Ringen aus Zementbeton dagegen kann die Wandstärke erheblich kleiner ausfallen. Die Durchlässigkeit der Wände wird meistens entweder durch Lochsteine oder durch offene Stoßfugen oder durch Löcher im Beton hergestellt.

Zur Zurückhaltung des Sandes werden beim Bau in offener Baugrube die Brunnen mit durchlässigen Wänden bei der Hinterfüllung in ringförmigen Schichten mit einem Filtermantel umgeben, Bei versenkten Brunnen verwendet man statt des Filtermantels sog. Filterbrunnen, d. h. Brunnen mit Doppelmantel, in deren Zwischenräume die Filterschicht eingebracht ist. Derartige Brunnen sind von Gill in Stralau und Tegel bei Berlin bis auf 18—20 m Tiefe in zum Teil feinem Schwemmsand heruntergebracht. Während der Ausführung wurden, wie im Grundriß angedeutet (Fig. 47)> radiale Bretter und zwischen diese gebogene Bleche eingesetzt, um die einzelnen Schichten zu scheiden. Die Brettstücke und Bleche sind nach Fertigstellung wieder beseitigt.

Zur Vereinfachung ist u. a.¹) vorgeschlagen, besondere, mit Filtermaterial gefüllte Formstücke von der Stärke der Brunnenwandungen in diese einzusetzen und mit zu versenken²), ebenso als Ersatz des Filtermaterials die Verwendung poröser Steine.

ł) Thiem, Wasserwerk der Stadt Nürnberg. Leipzig 1879, S. 35. Ann. des ponts et chaussées 1886, II, p. 750.

²) Engineering News 1891, II, p. 52.

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Soll die Sohle der gemauerten Brunnen mit für den Eintritt des Wassers in Betracht kommen, so wird man zur Verhütung des Eintritts von Sand in den Brunnen in der Sohle ein Filter (größte Korngröße zu oberst) anbringen. Der Abstand des Saugrohrmundes von der Sohle muß dann mindestens 1,0 m betragen, damit ein Aufwühlen vermieden wird.

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Fig. 47. Filterbrunnen der Berliner Wasserwerke. (Alte Tegeler Anlage.)

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Auf eine sorgfältige Abdeckung der Brunnen ist besonders zu achten, damit eine Verunreinigung von oben unter allen Umständen vermieden wird. Ferner ist eine gute Lüftung unentbehrlich. Zu diesem Zwecke werden die Brunnen mitunter mit Brunnen-häuschen überbaut, in welche die Lüftungsrohre ausmünden. Jedenfalls ist das Lüftungsrohr durch feinmaschige Gaze so abzuschließen, daß ein Eindringen von Ungeziefer aller Art sicher vermieden wird.

Eiserne Brunnen. Eiserne Schachtbrunnen werden meistens aus Gußeisen her-gestellt. Da die Eintrittsschlitze enger beieinander liegen können als bei gemauerten Brunnen, so kann man bei gleicher Leistungsfähigkeit mit kleineren Durchmessern aus-kommen. Sie lassen sich auch leichter hinunterbringen als gemauerte, so daß sie in den meisten Fällen billiger werden. Der Nachteil eiserner Schachtbrunnen, daß durch die Rostbildung Eisen ins Wasser kommt, fällt nicht stark ins Gewicht.

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Fig. 48. Eiserner Schachtbrunnen des Wasserwerkes Krefeld.

Für das Krefelder Wasserwerk wurden eiserne Schachtbrunnen von 1,20 m Lichtweite bis 21,0 m tief durch Preßwirkung hinuntergebracht (Fig. 48). Die Schlitze der wasserauf-nehmenden Ringe sind 10 cm lang und 8 mm breit. Gleichzeitig mit Anwendung der Preßwirkung wurde der Boden im Innern des Schachtes durch Sackbohrer ausgehoben¹).

In Mülhausen i. E. ist ein 4,0 m im Lichten weiter und 18,0 m tiefer Schachtbrunnen, bestehend aus zehn 1,0 m hohen und 35 mm starken gußeisernen Ringen, hinuntergebracht.

Für das Wasserwerk in Elberfeld sind mehrere eiserne Schachtbrunnen von 4,0 m Weite

angelegt.

Ungleich häufiger als Schachtbrunnen werden Rohrbrunnen verwendet, namentlich seitdem in neuerer Zeit die Technik der Versenkung außerordentlich

S. 457.

!) E. Gad, Tiefbohrungen für die Wasserversorgung in Krefeld. Gesundheits-Ing. 1889,

vervollkommnet ist. Kleinere Rohrbrunnen, sog. Abessinier¹), können bis zu Tiefen von 12,0 bis 14,0 m durch Rammen hinuntergebracht werden. Sie bestehen aus schmiedeeisernen Rohren bis zu 8 cm Weite, deren untere Teile auf 0,50—2,0 m Länge je nach der Weite mit 3—6 mm weiten Löchern oder Schlitzen versehen und zur Verhütung des Röstens verzinnt sind. Das Rohr hat unten eine starke Stahlspitze. Das Rammen erfolgt entweder auf einen oben fest angeklemmten Rammkopf mittels eines durchlochten Rammbärs oder durch einen Stempel, welcher sich im Rohre auf und ab bewegt und auf die Oberkante der massiven Rohrspitze rammt. Bei Verwendung von Spülwirkung kann man solche einfachen Abessinier in Sandboden selbst bis zu 40,0 m Tiefe hinunterbringen.

Für große Wasserwerksbetriebe kommen meistens nur gebohrte Rohrbrunnen in Frage, da größere Weiten erforderlichwerden. Hierbei werden zur Herstellung des Bohrloches geschweißte Futterrohre verwendet. Bei großen Weiten kommen auch genietete und Gußrohre zur Anwendung. Das Ausheben des Bodens erfolgt durch Ventilbohrer, wobei sich die zur Wassergewinnung geeigneten Schichten am besten erkennen lassen. Bei Verwendung von Wasserspülung ist zu beachten, daß feiner Sand und Ton aus dem Boden herausgespült werden und daher die herausgeholten Bodenproben oft günstiger aussehen als sie wirklich sind.

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gewünschten Tiefe hinuntergebracht, so wird ein Filter -korb eingebracht, bestehend aus feinen durchlöcherten Kup-Fig. 50. Rohrbrunnen des ferrohren oder aus einem Ge-Mannheimer Wasserwerkes, rippe von Metall mit ein- oder Der Filterkorb ist oben gegen das Umhüllungsrohr abgedichtet.

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mehrfacher Umhüllung von Messing- oder Kupferdrahtge-webe, dessen Maschen weite sich nach der Korngröße des Grundwasserträgers richtet. Die Länge des Filterkorbes richtet sich bei gegebener Maschenweite nach der zulässigen Eintrittsgeschwindigkeit. Letztere ist wieder von der Korngröße des Grundwasserträgers abhängig. Nach Einsetzen des Filterkorbes wird das Futterrohr so weit Eochgezogen, daß die Maschen des ersteren frei werden. Um den Filterkorb reinigen zu können, hat Sonne²) vorgeschlagen, denselben mit einem durchlöcherten Rohr zu umgeben (Fig. 49) und ihn selbst zum Herausziehen einzurichten. Der

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big. 49- Herausziehbarer Filterkorb.

b Diese Art Brunnen wurde zuerst in Amerika ausgeführt. Sie hat ihren Namen von ihrer umfangreichen Verwendung bei einer kriegerischen Expedition in Abessinien im Jahre 1869. ²) Sonne und Simons, Rohrbrunnen mit beweglichen Filterkörben. Darmstadt 1879.

durch das Schutzrohr eintretende Sand ließe sich mit einem besonderen Rohr und mit einer Hilfspumpe entfernen.

Smreker vervollkommnete diese Bauart bei den Rohrbrunnen des Mannheimer Wasserwerks (Fig.50). Der Filterkorb hat hier eine Umhüllung aus feinem Kupferdraht - Tressengewebe erhalten, welches das Durch treten des Sandes verhindert. Das Futterrohr hatte 800 mm Weite und wurde nach Ein- T setzen des Umhüllungsrohres bis über die durchlöcherte Länge desselben hoch-gezogen. Ein kleines Kupferrohr tritt durch den Saugkorb hindurch, um mit Hilfe einer besonderen Pumpe durch dasselbe etwa in den Brunnen eingedrungenen Sand entfernen zu können.

Beim Nürnberger Wasserwerk¹) ist nach Vorschlägen von Gr ahn gleich- L falls ein 800 mm weites Futterrohr ab-gesenkt, auf dem Boden* desselben eine Betonplatte A B eingebracht und darauf das 150 mm weite gußeiserne Filterrohr gestellt (Fig. 51).

Um dieses Filterrohr mit einem Filter-mantel zu umgeben,, wurden nacheinander drei Hilfszylinder aus Eisenblech eingebracht und die ringförmigen Zwischenräume mit Kies von verschiedener Korngröße ausgefüllt. Hiernach wurden diese Hilfszylinder entfernt und das Futterrohr gleichfalls herausgezogen. Im ganzen wurden 83 solcher Brunnen in dem 17 km östlich gelegenen Ursprungstal hinuntergebracht und mit zwei Heberleitungen von je 0,30 bis 0,45 m Durchmesser verbunden. Die Verbindung geschah durch 70 mm weite, verzinnte Kupferrohre, welche mit Gummiringen gedichtet sind. Die Muffenenden wurden außerdem mit Wasserkitt verstrichen. Um die einzelnen Brunnen in beliebiger Weise für die Versorgung mit heranzuziehen und für trocknere Zeiten eine Aufspeicherung zu ermöglichen, sind kegelförmige Ventile angeordnet, durch welche der Zutritt zum Heberrohr verengt oder ganz abgeschlossen werden kann. Indem man mit Hilfe der abgesenkten Brunnen mittels Hilfspumpen den Grundwasserstand absenkte, konnte man das Heberrohr größtenteils im Trocknen verlegen.

Fig. 52²) zeigt einen Rohrbrunnen, wie er für die Wasserversorgung von Köln verwendet wurde und sich dort vorzüglich bewährt haben soll.

Zuerst ist diese Art von Brunnen von Thiem bei der von ihm ausgeführten Naunhofer Wasserleitung für Leipzig zur Verwendung gekommen. In Köln ist der Filterkorb aus einem rippenförmigen gußeisernen Rohr gebildet, welches mit einem Gewebe aus kupferverzinntem l¹^ mm starken Draht umspannt ist, dessen Maschenweite je nach der Feinheit der wasserführenden Sande und Kiese 3—4 mm beträgt. Für ganz feinen Sand wurde Tressengaze verwendet. Über das obere geschlossene Ende des Filterkorbes ist eine lange Muffe mit Flansch gezogen und mittels eines Gummiringes abgedichtet und auf diese Muffe der Krümmer der Verbindungsleitung zum Heberrohr auf geschraubt.

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Fig. 51. Filterbrunnen des Nürnberger Wasserwerkes.

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Fig. 53- Betonkanal für das Heberrohr des Kölner Wasserwerkes.

In das Brunnenrohr ist luftdicht abgeschlossen das aus verzinntem Kupfer hergestellte Saugrohr von 170 mm Durchmesser eingehängt. Um den Wasserstand im Brunnen jederzeit beobachten zu können, ist ein besonderes kleines Rohr in den Brunnen hinabgeführt. Der äußere Durchmesser . des Brunnens beträgt 240 mm, während für die Bohrrohre ein lichter Durchmesser von 305 mm vorgeschrieben war. Bis zum Grundwasserspiegel wurde die Ausschachtung mit Holzverzimmerung niedergebracht, innerhalb deren der Mittelpunkt des Brunnens genau eingemessen werden konnte. Um das Heberrohr jederzeit zugänglich zu machen, ist es bei dem Kölner Wasserwerk in einem Betonkanal verlegt (Fig. 53)*

Eine Anordnung mit herausnehmbarem Saugrohr, wie sie beim Wasserwerk Braunschweig verwendet ist, zeigt¹) Fig. 54- Das Saugrohr ist mit Gummiringen gedichtet, welche sich beim Hinabsenken des Saugrohres etwas rollen und sich so fest zwischen die abzudichtenden Flächen ein-klemmen, daß das Saugrohr durch die Saugwirkung nicht gehoben werden kann. Soll das Saugrohr herausgenommen werden, so wird der Schieber am T-Stück der Heberleitung geschlossen, die Kappe des Brunnens entfernt, das Erdreich bis zum frostfrei liegenden Deckel des Brunnenschlußrohres ausgehoben, der Deckel mit dem Wasserstands-

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Fig. 52. Filterbrunnen des Kölner Wasserwerkes.

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beobachtungsrohr abgenommen und nun das Saugrohr mit dem Gummiring an dem am oberen Rande befindlichen Querstab emporgezogen.

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Fig. 55. Fangvorrichtung zum Herausziehen der Mantelrohre (Filterkörbe) des Braunschweiger Wasserwerkes.

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Fig. 54. Filterbrunnen des Braunschweiger Wasserwerkes.

Fig. 56. Wellenfilter-Rohrbrunnen.

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Die Reinigung des Mantelrohres (Filterkorb) kann dann leicht erfolgen, schweig mußten die seit 12 Jahren im Betriebe befindlichen Mantelrohre auch herausgezogen werden, da die Ergiebigkeit der Brunnen stark nachgelassen hatte. Das geschah mit Hilfe der in Fig. 55 dargestellten Fangvorrichtung, nachdem sich die an den Mantelrohren angebrachten schmiedeeisernen Bügel durch Rost so angegriffen gezeigt hatten, daß sie nicht standhielten. Das am unteren Ende des Fangstücks angeschraubte Gasrohr war so bemessen, daß, wenn es auf den Boden aufstieß, die durch eine Feder nach außen gedrückten Fangnasen in die ersten Schlitze unterhalb der untersten

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Fig. 57. Wellenfilter- Rohrbrunnen.

Muffe des Mantelrohres einschnappten. Die zum Teil 25 m langen Rohre konnten dann leicht gezogen werden.

Erwähnt sei schließlich noch das sogenannte Patent-Wellenfilter - Rohr von der Firma Friedrich v. Hof in Bremen¹) (Fig. 56 und 57)* Die Bohrung der Brunnen hat einen äußeren Durchmesser von 1800 mm. Nach Einsetzen des kupfernen Patent-Wellenfilters von 600 mm innerem Durchmesser wurde der Raum zwischen Filter und Bohrwand mit Kiesfüllung verschiedener Korngröße versehen. Das Wellenfilter selbst hat Schlitze von 100 mm Länge und 7 mm Weite. Sie sollen sich mittels Bürsten sehr gut reinigen lassen. Die Brunnen werden in Zwischenräumen von l¹^ bis 2 Jahren gereinigt und erhalten angeblich dadurch wieder ihre volle Ergiebigkeit.

Bevor die Brunnen, mögen es nun gemauerte oder eiserne oder Schachtbrunnen sein, in Betrieb genommen werden können, muß ein längerer Versuchsbetrieb vorgenommen werden. Zu diesem Zwecke werden aus den Brunnen größere Wassermengen, als sie auf die Dauer liefern sollen, herausgeholt, und der Betrieb jedenfalls so lange fortgesetzt, bis das Wasser vollkommen klar wird. Hierbei nimmt in der Regel die Ergiebigkeit des Brunnens allmählich zu, da sich alle feinen Teüe auswaschen werden.

C. Vorrichtungen zur Reinigung des Wassers.

1. Klärbecken und Filter.

Als Filtermaterial für Hausfilter werden am meisten gebrannter Ton, Asbest und Kieselgur (Berkefeld-Filter) verwendet, aber auch Sand, Tuffsteine, Eisenschlamm, Papier und Zellulose.

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Bei zentralen Wasserversorgungen wird in England und Deutschland auf die Verwendung von Hausfiltern fast stets verzichtet, da ihr Reinigungsbedürfnis schwer zu erkennen und die Reinigung selbst umständlich ist. In Nordamerika sind dagegen Hausfilter auch bei größeren Wasserversorgungen noch vielfach im Gebrauch.

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Wo man mangels anderen geeigneten Wassers pT (Küstenstriche und wasserarme Gebirgsgegenden) pl auf Sammlung von Regenwasser in Zisternen angewiesen ist, kann man eine Reinigung des Wassers in der Zisterne selbst dadurch herbeiführen, daß man in die Zisterne einen ringförmigen Filterkörper ein-l|i'    ' setzt (Fig. 58) und in diesen den Saugkorb des Pum-

penrohrs einbaut.

Ü| pl    Zur Reinigung des Wassers für einzelne gewerb-

Fig. 58. Zisterne mit eingebautem Filterbrunnen.

liehe Anlagen, wie Bahnhöfe usw., werden meistens «MIHMIM die Vorrichtungen zur Entnahme. Klärung und Rei-mgung, welche fur größere Wasserversorgungen m getrennten Anlagen zu schaffen sind, in einfacherer Weise in einem Bauwerk vereinigt.

Bei Flüssen mit stärkerer Sinkstofführung kann es wirtschaftlich empfehlenswert und unter Umständen auch für den Filterbetrieb notwendig sein, eine Vorklärung in Klärbecken vorzunehmen. Bei Flüssen mit sehr kleiner Geschwindigkeit und bei Seen sind solche Klärbecken meistens entbehrlich. Indessen kann auch bei solchen Anlagen, z. B. wegen zeitweise massenhaften Auftretens von

Ł) W. Wagner, Das Wasserwerk und die Enteisenungsanlage der Stadt Vegesack. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 55,

Pilzen, Plankton u. dgl., oder wegen zeitweiser Beimengung von färbenden Huminsubstanzen eine Vorklärung nötig werden, und zwar unter Umständen unter Verwendung von Fällmitteln.

Die Klärbecken werden meistens offen angelegt und müssen so groß sein, daß die Durchflußgeschwindigkeit 1—2 mm/sek nicht übersteigt, so daß ein Querschnitt von 0,5 bis 1 qm für 1 1/sek erforderlich ist. Der Weg durch das Becken muß mindestens 4—5 Stunden, besser aber mehr in Anspruch nehmen, wenn eine Ausscheidung der Sinkstoffe bewirkt werden soll. Die Zu- und Abfluß -stellen sind derart anzulegen, daß der ganze Querschnitt des Beckens durchflossen werden muß und sich in demselben keine lokalen Strömungen bilden können. Man läßt das Wasser am besten in einer Überlaufrinne an der ganzen Länge der dem Ablauf gegenüberliegenden Seite des Klärbeckens übertreten und an der Entnahmeseite durch Öffnungen fließen, welche 25—30 cm unter der Spiegelfläche liegen. Zweckmäßig ist, das Becken durch dünne Wände derart zu teilen, daß das Wasser abwechselnd gezwungen wird, über und unter einer Wand hinwegzufließen. Um den Betrieb bei Reinigung eines Beckens nicht zu unterbrechen, sind mindestens zwei Becken oder zwei völlig voneinander zu trennende Kammern in einem Becken erforderlich. Selbstverständlich müssen Klärbecken an der Sohle und den Böschungen wasserdicht hergestellt sein. In der Regel wird die Beseitigung des Schlammes aus dem Becken nur alle 1—2 Jahre einmal nötig, dennoch können die Reinigungskosten den Betrieb unliebsam belasten. Es kann deshalb wirtschaftlich zweckmäßig sein, die Sohle in einzelne Felder zu teilen, denen man ein stärkeres Gefälle nach dem Entleerungskanal geben kann, um so eine Spülwirkung zu ermöglichen. Liegt die Sohle unter dem Flußspiegel, so ist ein Spülsumpf anzulegen, aus welchem das Wasser mit dem Schlamm herausgepumpt werden kann, eventuell können auch Ejektorkästen mit Schlauchleitungen zur Herausspülung des Schlammes mit dem Wasser zur Verwendung kommen, wie sie bei Beseitigung des Schlammes aus den Filtern verwendet werden (vgl. S. 1569 u. Fig. 64).

Die am meisten verbreitete Vorrichtung zur Filtrierung des Wassers bildet das Sandfilter. Es besteht aus einer Schicht von feinem gewaschenen Sand von ¹I₃ bis 1,0 mm Korngröße, welche von Stützschichten getragen wird. Letztere dienen nur zur Abführung des Wassers, wirken aber bei der Reinigung nicht mit. Die Filtrierschicht darf nicht weniger dick als 0,30 m sein, und sie schwankt bei englischen und deutschen Anlagen zwischen diesem Maß und etwa 1,25 m. Die Stützschicht besteht bei deutschen Anlagen meistens aus mehreren übereinandergelagerten Schichten grober Steine und Kies von verschiedener Größe. Unten liegen Steine von 10—20 cm Größe, deren Schicht am Rande des Filters, also an der höchsten Stelle der Sohle etwa 15 cm hoch ist und bis zur tiefsten Stelle des Sammelkanals am Überlauf auf 45 cm anwächst. Zur Abgleichung der Oberfläche werden die Lücken durch faustgroße Steine ausgefüllt. Hierüber folgen eine etwa 15 cm hohe Schicht von Kies von 3—D/2 cm Korngröße, eine 10—12 cm starke Schicht von 1,5—0,7 cm Korngröße und schließlich eine 3 cm starke Deckschicht von feinem Kies von 0,7—0,2 cm Korngröße. Bei holländischen Anlagen wird die Stützschicht häufig aus Muscheln gebildet. Die Stütz-Schicht kann auch aus übereinandergelegten Flachziegelschichten, Dachpfannen oder Schieferplatten gebildet werden. Bei Verwendung von gewöhnlichen Normalziegeln muß man auf die Deckschicht aus Ziegeln noch verschiedene Schichten allmählich nach oben feiner werdenden Kieses auf füllen, damit der Sand nicht mit in die Kanäle gerissen wird. Auf diese Weise kann man an Höhe der Stützschicht sparen und auch die Höhe der Umfassungswände verringern (Fig. 59)* Der Filterboden wird in der Regel aus einer Betonschicht mit Glattputz hergestellt, dem eine stärkere Neigung von beiden Seiten nach dem Sammelkanal gegeben wird. Für eine Lüftung der Stützschichten bei entleertem Filter ist durch Luftschächte

in oder an den Umfassungswänden zu sorgen, aus denen auch die Luft bei Füllung des Filters entweichen kann. Das eigentliche Feinfilter bildet sich erst nach einiger Zeit, indem sich zwischen den Poren der obersten 1—2 cm des Sandes feine Pflanzenfasern, Überreste von Wassertierchen und die schwebenden Sink-stoffe des Rohwassers ablagern, und sich allmählich auf die Oberfläche des Sandes eine weiche Schlamm-Schicht (Filterhaut) legt. Deshalb ist, bis zu dem i Augenblicke, wo die Filterhaut gebildet ist, das Filter | noch nicht vollkommen wirksam und nach § 6 und 7 der Grundsätze für die Reinigung von Oberflächen-wasser durch Sandfilter³) soll man in der Regel das Filtrat eines gereinigten oder mit neuem Sand auf-gefüllten Filters nicht in das Reinwasserbecken ab-lassen. Die Reinigungswirkung des Sandfilters besteht in der mechanischen Zurückhaltung der Ver-Fig. 59. Stützschicht aus unreinigungen und in der Tätigkeit der sich an den Sandkörnern und in der Filterhaut absetzenden Kleinwesen. Gewisse schlammbildende Bakterien umhüllen die Sandkörner mit einer Art Gallerte, an welcher auch die feinsten Teilchen des Schlammes kleben bleiben. Die Arbeitsgeschwindigkeit des Filters muß sehr klein sein und wird in der Regel 100 mm in der Stunde nicht übersteigen dürfen, derart, daß pro qm Filterfläche täglich 2,4 cbm Reinwasser geliefert werden können. Indessen es gibt Fälle, namentlich bei Entnahme des Wassers aus Seen oder bei guter Vorklärung, wo die Arbeitsgeschwindigkeit von 3—4,0 m und noch mehr pro Tag zulässig erscheint. Da die Widerstände mit der Verstärkung der Filterhaut zunehmen, so muß der Filterdruck regulierbar sein. In der Regel läßt man ihn nicht über 0,75—LO m anwachsen, weil bei zu großem Druck Keime bis in die unteren Sandschichten und von da in das Reinwasser fortgerissen werden. Es ist notwendig, das gereinigte Wasser jedes Filters möglichst häufig auf Keimfreiheit zu untersuchen, wobei es hauptsächlich darauf ankommt, daß die Zahl der Keime auf 1 ccm möglichst konstant bleibt. Bei Anfüllung eines Filters wird dasselbe mit Reinwasser von unten auf ganz langsam bis zur Oberfläche des Sandes angefüllt. Läßt man das Wasser aus frisch angefüllten Filtern so lange ablaufen, bis sich die Filterhaut gebildet hat, so gehen hierbei große Wassermengen verloren. Goetze rechnet für Bremer Verhältnisse auf 24 000 qm Filterfläche die abgeräumte Filterfläche eines J ahres zu 560 000 qm, wozu noch die Hälfte der vorhandenen Filterfläche, also 12 000 qm als neu aufgefüllte (zweijähriger Wechsel) kommen. Als Verlust bringt er für die abgeräumten Flächen 3 cbm/qm, für die neuaufgefiillten 34 cbm/qm (14 Tage zum Einarbeiten) in Ansatz, so daß bei 24000 qm Filterfläche 560000 • 3 -f-12000 • 34 = 2 088 000 cbm pro Jahr verloren gingen. Das käme einem Verlust bei 0,76 Pf. pro cbm Hebungs- und Filterkosten von jährlich 16 000 Mk. gleich. Um diesen Verlust zu vermeiden und zugleich um bei Hochwasser, wenn das Weser-wasser mit feinverteilten tonigen und lehmigen Bestandteilen sowie mit Algen reich gesättigt ist und die einmalige Filtration kein einwandfreies Wasser mehr liefert, den hygienischen Anforderungen zu entsprechen, bringt er eine doppelte Filtration in Vorschlag, indem das gereinigte Wasser eines Filters nochmals auf ein zweites Filter geleitet wird. Zu diesem Zweck schlägt er die in Fig. 60 b dar-gestellte Einrichtung vor. Hierbei wird der Wasserspiegel des Nachfilters um den Filterdruck des Vorfilters und um die Druckhöhe des Hebers abgesenkt. Soll

Ziegeln und Kies.

die Doppelfiltration in Wirksamkeit gesetzt werden, so werden das Reinwasser-Ablauf -rohr R des Vorfilters und der Roh Wasserzulauf des Nachfilters abgestellt und das Heberrohr H durch den Wasserstrahlapparat W luftleer gemacht. Alsdann tritt das Vorfiltrat durch die Heberleitung in den Rohwasserraum des Nachfilters. Für die Vorklärung des Rohwassers, wenn es durch Huminsubstanzen gefärbt (mooriges Wasser) ist, welche sich durch Filtration nicht beseitigen lassen, wird ein Zusatz von schwefelsaurer Tonerde oder Aluminium-sulfat dem im Klärbecken vorzureinigenden Wasser beigefügt im Verhältnis von 1 zu 20000 bis 1 zu 50 000¹).

Um bei periodischen Verunreinigungen des Wassers durch massenhaft auftretendes Plankton —

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Pflanzen trotzdem die hohe Filtergeschwindigkeit im Feinfilter, welche das Wasser des Züricher Sees im allgemeinen zuläßt, beibehalten zu können, ist nach dem Vorschläge des Direktors Peter bei den Züricher Wasserwerken eine Vorfiltration mit Grobfiltern eingeführt. Die Grobfilter sind in Form von Betonkästen von 5—10% Fläche des Feinfilters in die großen überwölbten Filter auf Stützen eingebaut, derart, daß die Grobfilter etwa 0,50—0,60 m in das Wasser des Feinfilters eintauchen. Die Filtergeschwindigkeit der Grobfilter kann 40—70 m in 24 Stunden betragen. Das Filtergerüst besteht aus von unten nach oben feiner werdendem Kies, die obere Schicht aus grobem Sand von 1—3 mm Korngröße²). Die Reinigung des Grobfilters erfolgt in

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0 Näheres siehe Eugen Goetze, Betrieb von Oberfläch en Wasserwerken in „Die Betriebsführung von Wasserwerken“, herausgegeben von Theodor Weyl, 1909, S. 47ff-

2) Näheres vgl. „Die Betriebsführung von Wasserwerken“, Theodor Weyl, S. 59-

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Fig. 60 b.

Ausstattung eines Sandfilters zur Doppelfiltration. System Goetze.

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kurzen Intervallen nach 1—2 Tagen durch Zuführung von Luft (5—10 ljpro qm/sek) in einer größeren Reihe von durchlochten Röhren, welche auf der Sohle des Vorfilters einen Rost büden. Durch die gepreßte Luft wird der Kies aufgewühlt und der abgesetzte Schlamm mit dem Wasser abgeführt. Die Reinigung des Grobfilters dauert 20—30 Minuten, während welcher Zeit die Filtration im Feinfilter ihren ungestörten Fortgang nimmt.

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Fig. 61. Schema einer Stufenfilteranlage. System Puech.

Bei Fluß Wasserversorgungen mit sehr wechselnder Beschaffenheit des Roh-wassers sind neuerdings mehrfach in Frankreich (z. B. in Suresnes) und 1907/1909 auch in Magdeburg sog. Stufenfilteranlagen errichtet. Die Magdeburger Anlage ist nach dem System Puech¹) von der Pariser Baufirma Puech-Chabal ausgeführt (Fig. 61)²).

Dieses Projekt umfaßt eine Stufenfilteranlage von 3000 qm bebauter Fläche derart, daß vier Kiesfilter stufenartig hintereinander vom Wasser selbsttätig durchflossen werden. Die erste Stufe hat acht Abteilungen von je 20 qm Fläche und ist mit Kiesel von Taubeneigröße gefüllt. Die zweite Stufe hat acht Abteilungen von je 35 qm Fläche und ist mit Kiesel von Haselnußgröße gefüllt, die dritte Stufe hat acht Abteilungen von je 64 qm Fläche und ist mit Kiesel von Bohnengröße gefüllt, die vierte Stufe hat acht Abteilungen von je 147 qm Fläche und Kies von Erbsengroße. Zwischen den einzelnen Stufenfiltern sind Wasserüberfälle angebracht, wodurch das Wasser Gelegenheit hat, den bei dem Durchgang durch das Filtermaterial verlorengehenden Sauerstoff immer wieder zu erneuern. In diesen Stufenfiltern sollen alle sichtbaren Schmutzteile aus dem Wasser entfernt werden. Die Nachreinigung erfolgt entweder auf Schnellsand-filtem mit vier- bis fünfmal größerer Filtergeschwindigkeit als bei gewöhnlichen Sandfiltern oder durch gewöhnliche Sandfilter je nach dem Grade der Verunreinigung des Wassers.

Die Wirkungen eines Sandfilters in bezug auf die Gleichmäßigkeit des gelieferten Filtrates hängt von der gleichmäßigen Geschwindigkeit ab, mit welcher die einzelnen Wasserfäden eines Filters die Filterschicht und die Stützschichten durchfließen. Da die unregelmäßige Form der Steinkörper bei Filtern mit Stützschichten aus Steinaufbau eine gleichmäßige Bewegung des Wassers unmöglich machen, hat G. O est en eine Konstruktion offener Sandfilter vorgeschlagen³), bei welcher die Stützschicht durch eine durchlochte Platte ersetzt wird und die Reinwasserkanäle c (Fig. 62) sich über die ganze Breite der Filter A A' erstrecken. Oesten vertritt die Ansicht, daß bei solcher Konstruktion eine Filtersandschicht von ca. 30 cm ausreicht, und das um so mehr, weil nach seinen Vorschlägen die Reinigung des Sandfilters durch Rückspülung bewirkt werden kann.

1)    Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1907, S. 282—284, mit Abbildungen.

2)    Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 954, Fig. 995.

³)    G. Oesten, „Neuerung in der Konstruktion feiner Sandfilter zur Wasserversorgung“. Journ. f. Gasbel, u. Wasservers. 1909, S. 453.

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Das Schema Fig. 62 stellt ein aus zwei gleichen Kammern bestehendes Filter dar. Das Rohwasser fließt durch die Öffnung a zu, durchdringt die Filtermasse, welche nur aus einer völlig gleichmäßigen Körnung besteht und gelangt durch den Filterboden c in die Reinwasser-und Regulierkammer B, aus welcher es durch die Öffnung d abfließt. / bedeutet das Überfallrohr. Bei der Reinigung wird, wenn die Filterkammer A entleert ist, durch den Schieber h aus B ' Reinwasser mit Überdruck in den Filterboden c geführt, und indem es die Filterschicht von unten nach oben durchdringt, löst es den Schlamm der Filterhaut ab, welcher durch die Öffnungen g abgeleitet wird. Die Reinigung des Filtersandes kann durch Umrühren des Sandes unterstützt werden.

Erwähnt seien ferner die Vorfilter unter Verwendung von Tuchstreifen, wie sie von Tappert in Hamm (Ruhrwasser) und von Borchert in Remscheid (Talsperrenwasser) ausgeführt sind. In Hamm (Verunreinigung des Wassers durch feine Holzfäserchen aus den Abwässern der Holzessigfabriken) sind in die Filter in etwa 1,5 m Höhe über dem Wasserspiegel Rinnen aus armiertem Beton auf Stützen eingebaut. Die Rinnen haben ca. 10% der Fläche des Feinfilters, d. h. 21 qm für je 220 qm Filterfläche. In der Sohle der Rinnen liegt ein Kiesbett von 10—15 mm Korngröße und etwa 10 cm Höhe, auf welches ein 0,8—1,0 m breites Tuch aus Baumwollstoff so ausgebreitet wird, daß eine wirksame Filterbreite von 0,30—0,45 m entsteht und der Rest der Tuchbreite auf dem Rinnenrand aufliegt und das Tuch festhält. Die Dichtigkeit des Gewebes hängt von der Art der Verunreinigung ab. Auf diese Weise ist die Betriebsdauer der Feinfilter verdoppelt worden. Die Reinigung der Vorfilter erfolgt nach 40—50 Stunden, indem das Filtertuch auf gerollt, herausgenommen und durch ein gewaschenes ersetzt wird.

Zu erwähnen sind noch die sog. Schnellfilter. Bei den amerikanischen Jewell-Filtern werden grundsätzlich Fällmittel, und zwar fast ausschließlich Aluminiumsulfat verwendet. Die J ewell-Filter sind Bottiche aus Zypressenholz oder aus Beton, welche unter dem Filtersande ein sehr sorgfältig durchgeführtes Rohrgerippe mit aufgesetzten brausenartigen Köpfen zur Abführung des Filtrats und zur Zuführung des Spülwassers für Rückspülung und ferner ein mechanisch angetriebenes Rechenwerk zum Durchrühren der ganzen Sandmasse bei Reinigung des Filters oder Vorrichtungen zum Durchdrücken von Luft durch die Sandmasse behufs Reinigung derselben enthalten¹). Filtergeschwindigkeit 100—200 m täglich.

Das Schnellfilter nach dem Patent Kröhnke ist als Trommelfilter u. a. bei der Wasserversorgung von Lennep und der Stadt Mylau auf gestellt. Auf einer hohlen Achse, welche zu gleicher Zeit zur Abführung des Reinwassers dient, sitzen Trommeln, deren Umfang siebartig durchlöchert ist, während die Stirnflächen geschlossen sind. Ein zylindrischer Hohlraum, dessen Mantelfläche ebenfalls aus einem Sieb besteht, bildet um die Achse herum die Reinwasserkammer. Der Raum zwischen den beiden siebartigen Zylinderflächen ist mit Kies und Sand von gleichmäßigem Korn gefüllt. Bei Rückspülung behufs Reinigung wird die Trommel gedreht.

In baulicher Beziehung (Anlagekosten) sind bei Sandfiltern offene und überdeckte Filter zu unterscheiden. Letztere werden \¹/₂—2 mal so teuer als offene Filter. Filtergrößen von 700—1200 qm für kleinere, 1200—2000 qm für mittlere und von 2000—2500 qm Fläche für größere Anlagen dürften am zweckmäßigsten sein. Aus der Arbeitsgeschwindigkeit der Filter und der zu reinigenden Wassermenge ergibt sich die größte Betriebsfläche. Hierzu kommt diejenige Filterfläche, welche für Reinigung und Wiederauffüllung außer Betrieb sein muß. In heißen Sommermonaten und bei trübem Wasser kann die Betriebsdauer eines Filters auf 6 Tage heruntergehen. Die Gesamtlänge der Umfassungs- und Mittel-

Ü Nähere Angaben sind von der Jewell Export Compagnie Berlin VV, Landshuterstr. 20 zu erhalten.

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mauern wird am kleinsten, wenn man bei n Filtern x == wobei x die Breite und y die Länge jedes Filters bedeutet. ^ n

Ein Nachteil offener Filter ist die Bildung von Algen bei heißer Witterung. Auch kann bei strengen Wintern die starke Eisbildung auf der Oberfläche des Rohwassers lästig werden, weil sie die Reinigung erschwert. Den Übelstand hat man bei den Hamburger offenen Filtern dadurch zu beseitigen gesucht, daß man einen Schwimmbagger mit ca. 700 kg Wasserverdrängung, der sich gegen die untere Fläche der Eisdecke legt und an welchem ein rechteckiger Baggerbügel mit eingespanntem Baggersack an zwei beweglichen Hängeeisen hängt, an Seilen unter der Eisdecke auf dem Filter entlang zieht. Die Schneide des Baggers reißt hierbei die Schlammschicht des Filters ab. Die Methode soll sich für die großen Hamburger Verhältnisse bewährt haben.

Besonders spricht gegen offene Filter die Gefahr, daß das Filterbett bei einer Reinigung im Winter frieren und dadurch seine Brauchbarkeit überhaupt verlieren kann. An den Küsten der Nordsee ist diese Gefahr weniger groß, weil die Temperatur dort durchschnittlich ausgeglichener ist.

Die Abkühlung des Wassers in überwölbten Filtern ist auch in heißen Sommern nur geringfügig, denn das Reinwasser überwölbter Filter wird selten 1 ⁰ kühler sein als das der offenen. Bei überwölbten Filtern ist für einen kräftigen Luftwechsel und ausreichende Belichtung zu sorgen. Es kann sich empfehlen, überwölbte Filter für den kleineren Winterbedarf und offene in Gemeinschaft mit

den überwölbten für den größeren Sommerbedarf einzurichten. Die Höhe des Wassers über der Filterschicht beträgt bei geschlossenen Filtern in der Regel mindestens 0,9—1,0 m, bei offenen etwa 1,20 m. Die Vorrichtungen, welche das Wasser den Filtern zuführen, müssen derart sein, daß die Wassergeschwindigkeit die wagerechte Oberfläche des Filtersandes nicht stören kann. Es wird deshalb häufig in der Mitte des Filters eine trogartige Rinne angeordnet, über deren Ränder das Wasser abfließt. Zum Schutze der Sandschicht, auf welche das Wasser herabfällt, wenn die Filterdecke nach mehrfachen Reinigungen gesenkt ist, können Dachpfannen gelegt werden. Bei den Filtern in Tegel tritt das Wasser aus einem trompetenartig erweiterten Rohr an einer Stelle aus und verbreitet sich von hier aus über die Oberfläche des Sandes. Beim Neu-

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Fig. 63. Vorrichtung zur Regelung des Filterdruckes nach Gill (Berlin).

auffüllen eines Filters wird es von unten ganz langsam mit reinem Wasser bis unter die Oberfläche des Sandfilters an-gefüllt und erst dann wird das Rohwasser von oben hineingelassen. Der Wasserspiegel des Rohwassers im Filter muß möglichst ständig auf derselben Höhe gehalten werden. Deshalb sind Anzeigeschwimmer erforderlich, welche dem Wärter den Wasserstand anzeigen und ihm Merkmale für die Regulierung der Einlaßschieber geben. Die Vorrichtung, wie sie von Gill für die Filteranlagen in Tegel und am Müggelsee getroffen ist, zeigt Fig. 63- Die Überfallhöhe h soll ständig dieselbe bieiben, und da der Wasserspiegel im Filter stets auf gleicher Höhe bleiben soll, muß H durch den Schieber S mit dem Handrad geregelt werden. Diese Einrichtung setzt voraus, daß sich die Verunreinigung des Rohwassers während des Betriebes nicht wesentlich ändert.

Eine selbsttätige Vorrichtung ist von Lindley für die Warschauer Filter angegeben und von Goetze, Bremen, vervollkommnet (Fig. 60b). Der Abfluß

wird hier durch ein teleskopförmiges bronzenes Rohr r in Verbindung mit einem Schwimmer geregelt. Die Überfallhöhe über der trompetenförmigen Erweiterung des Teleskopabflußrohres läßt sich durch ein Handrad regeln und bleibt infolge der festen Verbindung mit dem Schwimmer immer dieselbe, wenn auch der Wasserstand schwankt. Die Druckhöhe wird an einem Pegel abgelesen, welcher an dem Schwimmer befestigt ist und angezeigt durch einen Schwimmerstab, welcher in einem mit dem Rohwasser des Filters in Verbindung stehenden Rohre schwimmt. An dem Maßstab P kann man direkt die Arbeitsgeschwindigkeit einstellen.

Ist die Filterhaut so stark geworden, daß die Druckhöhe größer als etwa 1,0 m wird, so wird eine Beseitigung der Filterhaut erforderlich. Das Filter ist daher so weit zu entleeren, daß die oberen Schichten trocken werden. Um diesen Vorgang zu beschleunigen, empfiehlt es sich, die Zuleitung so einzurichten, daß aus derselben auch die Ableitung des Rohwassers erfolgen kann. Zu diesem Zwecke hat Goetze das trompetenartige Zulaufrohr mit abnehmbaren Ringstücken versehen und ein Entleerungsrohr E (Fig. 60 a) angebracht. Hierdurch wird die Zeit der Entleerung erheblich abgekürzt und an Filterfläche gespart. Das Schwimmerventil des Zuflusses reguliert diesen und sperrt ihn beim Höchstwasserstande im Filter ab. Nach Abtrocknung der oberen Filterhaut reißt sie und rollt sich stückweise zusammen. Mit feinen langen Schippen wird dann eine Schicht von 2—2V2 cm abgestochen und in Karren geladen, welche von dem Filterwärter auf beweglichen Bohlenbahnen bis zum Karrgang gebracht und dann auf diesem aus dem Filter herausbefördert werden. Die Tiefe der Sandschicht, welche abzunehmen ist, läßt sich an der Verfärbung erkennen, welche durch die abgesetzten Schmutzteile verursacht ist. Die Verfärbung des Sandes geht zwar bis zu etwa 10 cm Tiefe, ist aber in der Regel unterhalb einer Schicht von 1—2 cm unbedeutend. Bei großen Anlagen kann die zuerst von Br y an, dem leitenden Ingenieur der East London Water Company, angegebene Methode des Transportes des unreinen Sandes und Schlammes zu Sandwäschen wirtschaftlich empfehlenswert sein.

Fig. 64. Schema der Filterreinigung nach Br y an.

Diese Methode besteht darin, daß der abgestochene, verunreinigte Sandvom Wärter mit der Schaufel in einen transportablen Kasten geworfen wird, über dessen Boden ein Ejektor eingebaut ist (Fig. 64). Der Kasten ist mit Rohrleitungen und elastischen Schlauchzwischenstücken einerseits mit der Druckwasserleitung und andererseits mit einer Rohrleitung zur Beförderung des Sandwassergemisches nach der Sandwäsche verbunden.

Die Reinigung eines Filters muß schnell vor sich gehen, damit durch das Stillstehen des Wassers im Sande und in den Stützschichten keine neue Keimbildungen entstehen. Bei Erneuerung des Sandes ist das Filter ganz trocken zu legen und eine gründliche Lüftung der Stützschichten zu ermöglichen, damit die Oxydation etwa in die Tiefe gelangter organischer Substanzen erfolgen kann.

Sohle und Seitenwände der Filter sind selbstverständlich durchaus wasserdicht herzustellen. Bei offenen Filtern werden die Seitenwandungen in Holland und England meist mit 1 : 1¹/₂ bis 1 : 2 geböscht hergestellt, während man in Deutschland meistens lotrechte oder schwachgeneigte Mauern aus Ziegelmauerwerk oder Beton vorzieht (Fig. 65)- Die offenen Hamburger Filter haben allerdings auch Böschungen von 1:2, welche aus einer 60 cm starken, an der Unterseite drainierten Klaibodenschicht mit einer Decklage von 10 cm geschlemm-

99

Taschenbuch für Bauingenieure.

ten und gestampften Tons bestehen. Auf dieser liegt ein hochkantiggestelltes Pflaster aus hartgebrannten Klinkern¹).

Die Sandwäsche muß so liegen, daß alle Wege des Sandtransportes möglichst kurz werden.

Die zweite Gruppe der Tegeler Filter für die Wasserversorgung von Berlin ist kreisförmig um die im Mittelpunkt auf gestellte Sandwäsche herum angeordnet.

Die bekanntesten Einrichtungen zum Waschen des Sandes sind die Trommelwäsche und die Ejektorwäsche (Strahlwäsche). Die Trommelwäsche besteht aus einer mit 8—10 Umlaufminuten in Drehung versetzten konischen Trommel, an deren weitem Ende der Sand eingeworfen und durch spiralförmig angebrachte Winkeleisen nach der schmäleren Seite, also gewissermaßen bergan geführt wird, während gleichzeitig das Wasser dem Sande entgegenläuft. Am Auswurfsende fällt der Sand in eine ringförmige Erweiterung der Trommel, in welche Schaufeln eingenietet sind. Diese Schaufeln heben den Sand nach dem Scheitel der Trommel und werfen ihn in eine Rinne ab. Der Antrieb der Trommel kann auf die verschiedenste Weise erfolgen. Bei der Bremer Anlage wird die Trommel von einem Wassermotor getrieben, der den Druck des Waschwassers ausnützt. Ein Überdruck von l¹^—2 Atmosphären genügt. Pro 1 cbm gewaschenen Sandes werden etwa 8—9 cbm Wasser gebraucht.

Die Sand-Strahlwäsche²) beruht auf dem Prinzip der Wasserstrahlejektoren und hat keine bewegten Teile. Der am Boden eines Kastens eingebaute Ejektor wirft den in den Kasten geworfenen schmutzigen Sand in das Druckrohr und

von hier in einen anderen Kasten, wo er sich zu Boden setzt, während das Schlammwasser, mit dem der Kasten alsbald angefüllt ist, seitlich über einen Überlauf vom Kasten abläuft. Es werden etwa 4—7 Ejektorkästen, von denen

Fig. 65.

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Fig. 66 a.

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Fig. 66 b.

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jeder frisches Wasser zugeführt erhält, hintereinander geschaltet, bis die Reinigung eine ausreichende ist. Der Wasserverbrauch pro cbm gewaschenen Sandes beträgt etwa 20 cbm. Fig. 66a und 66b zeigen die Konstruktion für das Ham-

x) Franz Andreas Meyer, Die Filtrationsanlagen der Stadtwasserkunst zu Hamburg. Deutsche Bauzeitung 1890. Die später hinzugekommenen Filter haben in der oberen Hälfte der Böschungsflächen Betonplatten statt der Ziegelschicht. Der Filterboden besteht als unterste Schicht aus Betonplatten, dann aus einer gestampften Tonschicht und darüber aus einer Ziegelrollschicht.

²) Solche Sandwäschen werden unter anderen von Gebr. Körting, Körtingsdorf bei Hannover hergestellt.

burger Wasserwerk. Die Leistung einer Batterie beträgt etwa 7 cbm Sand stündlich. Man kann also mit einer solchen Wäsche und 10 ständiger Arbeit die 2,5 cm starke Schmutzschicht eines Filterpaares von 3000 qm reinigen.

Die Kosten der Filtration von Oberflächenwasser haben in den Jahren 1894—1906 beim Bremer Wasserwerk¹) betragen: pro cbm Wasserabgabe in Pf. 0,294 schwankend zwischen 0,120 und 0,482, und es sind pro qm Filterfläche durchschnittlich abgegeben worden in cbm 1,61, schwankend zwischen 1,29 und 2,10 cbm pro Tag. Es handelt sich in Bremen um Filter von 1200 qm Größe. Die höchsten durchschnittlichen Kosten entsprechen der größten Arbeitsgeschwindigkeit der Filter.

In Hamburg haben von 1903—1907 die durchschnittlichen Jahreskosten der Filtration pro cbm Wasser 0,396 Pf., schwankend zwischen 0,372 und 0,476 Pf., betragen. Hierbei ist zu beachten, daß die Filtergröße in Hamburg ca. 7000 qm pro Filter ist. Die Unterhaltungskosten der offenen Filter waren verhältnismäßig hohe. Ferner ist zu erwähnen, daß in Hamburg der Anteil der Grundwasserversorgung von 1905 auf 1906 plötzlich von rd. 3,0% auf rd. 24,0 % stieg und die Filterkosten deshalb stark anstiegen, weil die allgemeinen Unkosten dieselben blieben bei kleinerer Leistung der Filter. Hier entsprechen also die größten Kosten der kleinsten Filtergeschwindigkeit.

Die Kosten für die Filtration des sehr reinen Müggelseewassers im Berliner Werk betragen durchschnittlich nur 0,09 Pf- pro cbm.

Der Hauptposten bei den Kosten fällt auf die Sandbewegung. In Hamburg betragen die Kosten der Sandbewegung durchschnittlich 2,64 Mk. pro cbm. Davon entfallen auf

Arbeiten im Filter, nämlich Abschaufeln, Herausschaffen des schmutzigen Sandes

1,54 Mk./cbm

und Planieren der Filterfläche....................

0,58

Arbeiten an der Sandwäsche einschließlich der Selbstkosten des Waschwassers 0,52 Neufüllung eines Filters mit gewaschenem Sande einschließlich Transport von den Sandwäschen

zusammen 2,64 Mk./cbm

Die entsprechenden Zahlen sind beim Bremer Filterwerk:

Arbeiten im Filter, nämlich Zusammenziehen (Kratzen) der Schlammschicht,

Herausschaffen des schmutzigen Sandes und Planieren der Filterfläche etwa 2,— Mk./cbm Arbeiten an der Sandwäsche einschließlich Selbstkosten des Waschwassers etwa 0,50    ,,

..........0,50

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zusammen also etwa 4,— Mk./cbm

Neufüllen von Filtern etwa

Transporte zu und von den Reinsandlagerplätzen etwa

2. Enteisenungsalllagen.

Um das im Grundwasser in Form von löslichem Eisenoxydul vorkommende Eisen [in Norddeutschland häufig zwischen 0,8—4 mg/1²)] auszuscheiden, ist seine Umwandlung in das unlösliche Eisenoxydhydrat durch Zuführung von Sauerstoff nötig. Die Ausscheidung des Eisenoxydhydrats macht sich zunächst durch eine milchige Färbung und durch Flockenbildung, schließlich durch einen bräunlichen Niederschlag bemerkbar. Seine Ausscheidung ist auf verhältnismäßig einfache Weise möglich. Die Lüftung des Wassers erfolgt entweder durch Brausen oder durch feindurchlochte eiserne Platten, oder durch Rieseler von Koks oder Ziegelsteinen oder dgl. Indem das fein verteilte Wasser auf einem Wege von 0,5 bis ca. 3>0 m mit der Luft in innige Berührung kommt, reichert es sich mit Sauerstoff an und die Flockenbildung des entstehenden Eisenoxydhydrats beginnt. Zum Teil wird dasselbe bereits in den Rieselern selbst ausgeschieden, der größte Teil muß aber noch in Sammelbecken bzw. durch Sandfilter oder durch gleichwertige andere Vorrichtungen ausgeschieden werden. Die ersten großen diesbezüglichen Versuche sind für die Berliner Wasserwerke von Oesten 1888/89 ausgeführt und von R. Koch und Proskauer in bakteriologischer und chemischer Beziehung überwacht. Nach den Ergebnissen dieser Versuche wurde von der Aktien-Gesellschaft der Charlottenburger Wasserwerke im Jahre 1892/93 eine große Anlage für 30 000 cbm täglich in Belitzhof am Wannsee, und zwar nach dem Vorbild eines von Piefke angegebenen Verfahrens ausgeführt. Hierbei wurde das rohe Brunnenwasser über ein auf einem Rost aufgebautes Koks-

¹)    E. Gcetze, Betrieb von Oberflächenwasserwerken in „Die Betriebsführung von Wasserwerken“, herausgegeben von Th. Weyl, Leipzig 1909.

²)    In Weilheim i. B. soll der Eisengehalt über 64 mg betragen.

99*

filter von 3,0 m Mächtigkeit mittels Verteilungsrinnen und durchlochter Wellblechplatten fein verteilt und unterhalb der Koksrieseler in einem gutgelüfteten Raum gesammelt, von dem aus es ohne Stau zu den Sandfiltern geleitet wurde, und zwar mit etwa 1 cbm pro 1 qm Filterfläche stündlich. 1 qm Rieseler genügt etwa für 4—5 cbm stündlich. Nach Well man ns Vorschlag sind bei den späteren Anlagen die Koksrieseler durch Einbau gleichhoher Gerüste aus Ziegelsteinen ersetzt, wodurch die Leistungsfähigkeit der Gesamtanlage erheblich gesteigert sein soll (Fig. 67)- Der Sammelraum unter den Rieselern hat einen geneigten Boden, um den Schlamm abspülen zu können. Von Zeit zu Zeit werden die Rieseler durch kräftige Spülung mit Reinwasser gereinigt und in längeren Zeitabschnitten von 1—2 Jahren muß der ganze Aufbau der Rieseler herausgenommen und gründlich gereinigt werden.

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   Der Saugeschacht S mußte angelegt werden, weil die natürliche Vorflut für die Ent-_____mg fehlte. — G. Becker, Die Wasserversorgung der Stadt Königsberg. Berlin 1890.

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²)    Näheres vgl. E. Winter, Die Wasserversorgung von Wiesbaden. Erster Teil der Festschrift zur 60. Versammlung Deutscher Naturforscher und Ärzte in Wiesbaden 1887, S. 14.

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) 1898 unter Mitwirkung des Kaiserlichen Gesundheitsamtes und hervorragender Hygieniker und Ingenieure für deutsche Wasserwerke entworfen.

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Entleerung

Fig. 67. Enteisenungsanlage der Charlottenburger Wasserwerke.

In Kiel¹) wird das zu enteisende Wasser gleichmäßig über eine 2,5—3,4 m hohe Schicht Hüttenkoks verteilt (Fig. 68a und b). Unter den 8 Rieselern (Lüftern) von je 25 qm Fläche liegen 2 Absetzbecken. Um die Lüftung des Kokses zu verstärken, ist in den Umfassungsmauern des Lüftergebäudes in Höhe der Roste, auf denen, der Koks liegt, eine größere Anzahl mit Gittern versehener Luftöffnungen angelegt, durch die von außen noch Luft durch den Koks streichen kann. Jeder der 8 Rieseler ist ausschaltbar. An die Absetzbecken schließen sich zwei gut belichtete Vorbecken an. Diese Vorbecken stehen mittels geeichter Überfälle mit der Vorkammer in Verbindung. Letztere gibt, gleichfalls durch Überfälle, das Wasser an 5 kleine Schächte ab, aus welchen die 5 Speiseröhre zu den Filtern abzweigen. Nach etwa 100 000 cbm Leistung wird die eine Hälfte der Lüfter durch kräftiges Spülen gereinigt. Zu diesem Zweck werden von den 8 Lüftern 6 oder 7 durch Schieber abgestellt, so daß die gesamte Wassermenge nur auf einen oder zwei Lüfter läuft. Die Wellblechtafeln, welche als Verteiler dienen, haben über dem normalen Betriebswasserstande größere Löcher, welche

*) Pippig, Das Wasserwerk der Stadt Kiel. Kiel 1895- Journ. f. Gasbel. u. Wasser-vers. 1896, S. 650.

bei der Spülung mit in Wirksamkeit treten. Das schlammige Spülwasser wird mittels besonderer Entleerungsschieber in einem gemauerten Kanal A abgeführt¹ ). In längeren Zwischenräumen wird durch größere Türen in den Seitenwänden des Lüftergebäudes der ganze Koks herausgezogen, um entweder direkt verbrannt oder um gründlich von den durch regelmäßige Spülungen nicht zu beseitigenden Eisenschlamm gereinigt zu werden.

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Entleerung und Schlammatfuhrung Fig. 68 a.

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Fig. 68 b.

Enteisenungsanlage des Wasserwerkes Kiel. Z Z1} Z₂, Zs Zuführungsrohre zu den Filtern.

Die an das Lüftungswerk anschließenden fünf Filterbecken sind im Lichten je 21,0 m lang und 15,0 m breit und haben je 309 qm freie Filterfläche. Sie sind mit je drei Kappen überwölbt und mit etwa 80 cm starker Erdschüttung überschüttet und seitlich mit Böschungen versehen. In der gewölbten Decke jedes Filters sind elf mit Glasplatten abgedeckte Lichtschächte und sechs Ventilationsrohre angebracht. Jedes Filter hat einen überwölbten Karrgang und ein Regulierungshäuschen. Die Stützschicht des Filters bis zum Sande ist 48 cm hoch, die Sandschicht 70 cm.

!) Feilitzsch, Eisenschlamm aus Enteisenungsanlagen als Gasreinigungsmasse. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1905, S. 614.

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Fig. 69. Enteisenungsanlage der Berliner Wasserwerke Müggelsee.

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Bei der Enteisenungsanlage für Landsberg a. W. wird das über einem Backsteinrieseler nach Charlottenburger Vorbild gelüftete Wasser durch Wormser Plattenfilter filtriert, welche in die unterhalb der Lüfter auf gestellten Absetzbecken eingebaut sind. Der Filterdruck beträgt bis zu 1,0 m. Die Reinigung der Plattenfilter erfolgt durch Rückspülung mit einem Druck von 2,5 m. Obwohl das Wasser weniger als 0,5 mg Eisenoxydul enthält, müssen die Plattenfilter doch oft durch Rückspülung mit einem Druck von 2,5 m gereinigt werden. Sechs Gruppen Wormser Plattenfilter, bestehend aus je zwölf Elementen mit darüberliegendem Reinwasserrohr leisteten 1897/98 ca. 624 cbm täglich.

Bei den Berliner Wasserwerken am Müggelsee werden sogenannte Holzhürdenrieseler verwendet (Fig. 69). Jede Kammer hat 5,0/10,06 m nutzbare Fläche. Je fünf Kammern bilden eine Gruppe. In Steigrohren wird von den Pumpen das Wasser zu den eisernen Hauptrinnen gehoben. Parallel zu den Hauptrinnen laufen eiserne Nebenrinnen, durch kurze, abschließbare Querrinnen mit den ersteren verbunden. An die Nebenrinnen schließen sich direkt, die höl Verteilungsrinnen, durch Holzschützen regulier- und abschließbar. Für jede Kammer sind fünf Verteilungsrinnen (0,32/0,30 m) angeordnet. In die Bodenbretter dieser Rinnen sind kurze konische Zinkrohre von 9 mm Ausflußdurchmesser eingelassen, durch welche das Wasser wieder in kleine Querrinnen und dann auf die Holzhürden fällt. Diese bestehen aus 13 mm starken und 8 cm hohen Brettern, welche in rd. 3,0 m Höhe hochkantig mit Zwischenräumen aufgestellt sind derart, daß 14 kreuzweise übereinander angeordnete Hürden entstehen. In den kleinen Verteilungsrinnen setzt sich bereits viel Eisen ab, welches durch Herausnahme dieser Rinnen leicht beseitigt werden kann. Die fünf großen Verteilungsrinnen haben Einschnitte, welche über dem gewöhnlichen Wasserstande hegen, mit deren Hilfe sich bei größerer Füllung der Rinnen eine kräftige Spülung der Rieseler erzielen läßt. Die größte Leistung der Rieseler ist 4,47 cbm/std. pro qm nutzbarer Grundfläche.

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Fig. 70. Enteisenungsanlage Mittweida nach O est en.

Die Enteisenungsanlage der Stadt Mitt weida in Sachsen ist nach Oestens Plan (Fig. 70) ausgeführt¹). Das Wasser tritt hier aus dem Pumpenrohr direkt (355 1/sek) in einen Verteilungskasten, von dem es durch die Regenbrausen auf den Wasserspiegel des Vorbehälters A fällt. Der Vorbehälter ist durch eine lotrechte Wand in zwei Teile geteilt, und das Wasser muß in den Raum A hinabsteigen und durch die am Boden befindlichen Öffnungen der Querwand hindurch in den Nachbarräumen wieder emporsteigen, um von hier durch Überfälle in das Filter F zu gelangen. Das Filter besteht aus einem Kiesaufbau von gleichmäßiger Korngröße und von nur 30 cm Stärke. Aus dem Filter tritt das Wasser in eine Reinwasserkammer und von hier in das Reinwasserbecken. Die Ablagerung des Eisenoxydhydrats beginnt bereits in dem Raum A , welcher durch einen Gruridablaß spülbar ist, und die Ausscheidung des restlichen Eisens soll auf dem Kiesfilter trotz seiner geringen Stärke und trotzdem das Wasser 6,5 mg/1 Eisenoxydul enthält, in ausreichender Weise vor sich gehen. Die Spülung der Filterdecke erfolgt alle 4 Wochen, indem bei entleertem Filter Reinwasser aus dem Hochbehälter in die Reinwasserkammer eingeführt und von unten durch das Kiesfilter getrieben wird. Die Abführung des Schlammwassers erfolgt durch besondere Öffnungen. Ein Erneuern des Kieskörpers soll nicht nötig sein.

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Eine Enteisenungsanlage nach dem System Halvor - Breda, Charlottenburg, für die Wasserversorgung der Stadt Vegesack für 80 cbm Stundenleistung soll sich gut bewährt und das Eisen, welches im Rohwasser mit 0,93 mg/1 enthalten ist, bis unter 0,1 mg/1 entfernt haben (Fig. 71—75). Die ganze Anlage ist in die Druckleitung eingeschaltet. Sie besteht aus einem Luftkompressor i, der durch einen Fafnir-Gasmotor h von 4 PS angetrieben wird, einem Mischkessel e und vier Enteisenungsbehältern mit Filtern /. Die Enteisenungsbehälter haben 1350 Durchmesser bei 4400 mm Höhe. Der obere Teil eines jeden Behälters enthält eine 3300 mm hohe Schicht Kontaktmaterial (eine gebrannte und scharf gekörnte, tonartige Masse, die als Tonkoks bezeichnet wird) in drei verschiedenen Körnungen, und zwar von unten nach oben in Walnuß-, Haselnuß- und Bohnengröße gelagert. In der Mitte des Behälters ist ein Überlaufrohr L, Fig. 75, durch welches das Wasser dem Kiesfilter M (Kiesschicht ungefähr 450 mm stark) zugeführt wird. Das Rohwasser wird durch die Leitung d (Schieber A und C geschlossen) dem

x) G. Oesten, Die Wasserversorgung der Städte. Handb. d. Ing.-Wissensch., Teil III, Bd. 3, S. 282.

Mischbehälter zugeführt, wobei durch die Druckluftpumpe i bei Preßluft in das Wasser gedrückt wird. In dem Mischkessel e, in welchem Stoßplatten angebracht sind, wird eine ausgiebige Durchwirbelung und Vermischung von Wasser und Luft erreicht. Aus dem Mischbehälter tritt das Wasser durch die Öffnungen K Fig. 7 5 in die Enteisenungsbehälter /. Das Wasser steigt von unten nach oben durch das Kontaktmaterial. Die überschüssige Luft entweicht durch das Entlüftungsventil m. Der in der Kontaktmasse noch nicht ausgeschiedene Eisenschlamm wird im Filter M zurückgehalten. Jeder Behälter kann für sich ein- und ausgeschaltet werden.

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Enteisenungsanlage und Pumpwerk des Wasserwerkes Vegesack.

Wenn der Druckverlust in den Apparaten 4,0 m beträgt, so wird eine Reinigung durch Rückspülung bewirkt. In der Regel kommt im Winter ein Behälter alle 4 Wochen, im Sommer alle 14 Tage zur Reinigung. Kontaktmaterial und Filterkies brauchen nicht erneuert zu werden. Nach den Spülungen sind die Apparate sofort wieder gebrauchsfähig. Eine Spülung erfordert ungefähr 15—20 cbm Spülwasser; das macht bei 120 000 cbm Jahresförderung 1,37% derselben. Die Kosten der Enteisenungsanlage setzen sich folgendermaßen zusammen:

5 880,— Mk. .    10 450,— „

820,— „

1.    Gebäude mit Fundamenten für die Apparate und Maschinen . . .

2.    Enteisenungsapparat mit Kompresser und Rohrleitung......

3.    Motor und Treibriemen....................

zusammen 17 150,— Mk

Tindal, de Frise genannt werden sollen, ausgeführt¹). Ebenso sind in Holland verschiedene Werke ausgeführt, z. B. das Werk in Ginneken nach dem System Schneller.

In Deutschland ist das Verfahren von Siemens &Halske das bekannteste²). Von deutschen Anlagen nach dem Patent von Siemens & Halske sind zu nennen: Das im Jahre 1902 errichtete Ozonwasserwerk Schierstein³) bei Wiesbaden (250 cbm Stundenleistung) und das bald darauf erbaute Ozonwerk der Stadt Paderborn, das erst 1908/09 fertiggestellte Wasserwerk Hermannstadt⁴) (Siebenbürgen) nach dem System Siemens & Halske - de Frise. Letzteres für 3800 cbm Wasser täglich.

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Fig. 76. Ozonisierungsanlage Paderborn (Grundriß). A Antriebsmaschine, B Wechselstrom-generator, C Wechselstrommotor, G Riemenscheiben, K Reinwasserbehälter.

Das Ozonwerk bei Paderborn soll Quellwasser, welches zeitweise durch Regenfälle verunreinigt wird (bis zu 2500 Keime auf 1 ccm), reinigen. Das Wasser ist arm an organischen Bestandteilen (0,8—0,9 mg Sauerstoff verbrauch pro 1 1). Die Anlage ist für 50—60 cbm stündlich bestimmt. Fig. 76 zeigt einen

!) Als Beispiele seien genannt: Die Anlage von St. Maur für die Wasserversorgung von Paris. Sie ozonisiert nach dem System de Frise Mamewasser, welches zuvor durch ein Schnellfilter System Desrumeaux gegangen ist. Durch jeden der aufgestellten Apparatsätze können 100 cbm stündlich gereinigt werden. Erweiterung auf 2000 cbm/std vorgesehen. Eine andere bedeutende Anlage ist die der Stadt Chartres (24 000 Einw.). Hier werden täglich 60 000 cbm ozonisiert. Wechselstromspannung 20 000 V*

²) Näheres vgl. die Betriebsführung von Wasserwerken, herausgegeben von Th. Weyl. Der Betrieb von Ozonwasserwerken, bearbeitet von Dr. Eduard Imbaux, S. 87—147.

⁸) Das Werk wurde errichtet, weil die bakteriologischen Untersuchungen des Brunnenwassers ab und zu einen höheren Keimgehalt ergaben, ohne daß man damals die Ursachen kannte. Nachdem man die Ursachen erkannt hatte, nämlich in der Überschwemmung des Brunnengeländes durch Hochwasser, und durch einen Hochwasserdeich 95% aller Hochwasser abhielt, verschwanden auch die Erscheinungen der plötzlich stark anwachsenden Keimzahl und das Ozonwerk wurde so gut wie überflüssig. Näheres vgl. Direktor Halberts und Oberingenieur Spieser, Die Wasserversorgung Wiesbadens. Verlag J. F. Bergmann, Wiesbaden.

⁴) Z. Ver. deutsch. Ing. 1910, S. 1177. Gesundheitsingenieur, 18. Juni 1910.

Die Betriebskosten berechnen sich bei 120 000 cbm Jahresförderung:

1640 cbm Spülwasser (1,37%) zu den reinen Förderkosten von 2 Pf. für

1 cbm ............................

3600 cbm Gasverbrauch für den Fafnir-Motor bei 10 Pf. pro cbm . . . Schmierölverbrauch und Arbeitslöhne für die Spülungen........

32,80 Mk . 360,— „ 87,20 „

4% Zinsen von 17 150,— Mk. Anlagekapital.............

Abschreibungen l¹/₂% von 5880,— Mk. auf Gebäude .... 88,20 Mk. 2% von 10 450,— Mk. auf Enteisenungsapparate 10% von 820,— Mk. auf Motor

zusammen 480,— Mk.

686,— „

209— „

82,— „

379,20 „

Betriebskosten mit Verzinsung und Abschreibung..........

An reinen Betriebskosten kommen daher auf 1 cbm.........

und einschließlich Verzinsung und Abschreibung der Anlagekosten . .

1545,20 Mk.

0,4 Pf. 1,29 „

Die Anlage könnte bei täglich zehnstündigem Betriebe 800 cbm in einem Tage und 292 000 cbm im Jahre fördern. Bei einer solchen Förderung würden die Betriebskosten einschließlich Verzinsung und Abschreibung auf 0,75 Pf- pro 1 cbm zurückgehen¹).

Zu erwähnen wäre noch die nach dem Patent von der Linde und Dr. C. Heß in Krefeld ausgeführte Enteisenungsanlage des Wasserwerks in M.-Gladbach. Hier sind in die Druckleitung stehende schmiedeeiserne Filterkessel eingeschaltet, welche mit entharzten und mit Zinnoxyd getränkten Holzspänen gefüllt sind.

Auf eine Lüftung des Wassers wird verzichtet, vielmehr soll der im Wasser als ausreichend vorhanden angenommene gelöste Sauerstoff von dem Zinnoxyd auf das im Wasser gelöste Eisenoxydul übertragen und dadurch das unlösliche Eisenoxydhydrat gebildet werden²).

3. Wasserreinigung mittels Ozon.

Wenn ein Teil des Eisens oder das ganze Eisen an Huminstoffe gebunden ist, durch welche das Wasser eine gelbliche Färbung erhält, so wächst der Widerstand, welchen es der Überführung in Eisenoxydhydrat durch die Lüftung entgegenstellt. In solchem Falle ist die Reinigung durch Ozon ein wirksames Mittel, und dieses Mittel hat neuerdings um so mehr Beachtung gefunden, als es zugleich die im Wasser enthaltenen pathogenen Keime abtötet.

Der Ozon, verdichteter Sauerstoff, wurde im J ahre 1840 durch Schönbein bei der Elektrolyse des Wassers entdeckt. Die Herstellung des Ozons in größeren Mengen gelang zuerst im Jahre 1857 Werner Siemens durch seine Ozonröhre. Zwischen zwei durch isolierende Schichten getrennten Elektroden werden durch Wechselstrom bei jedem Polwechsel die so-f genannten dunklen (blauvioletten) Entladungen erzeugt, welche das zweiatomige Sauerstoffmolekül (0₂) in das dreiatomige Ozonmolekül (Os) überführen.

In Frankreich sind bereits zahlreiche Ozonwasserwerke nach verschiedenen Patenten, von denen hier nur die Verfahren von Marmier und Abraham³),

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Fig. 75- Enteisenungsbehälter des Wasserwerks Vegesack, (System Halvor-Breda).

Grundriß, Fig. 77 einen Schnitt. Bei den Ozonerzeugern von Siemens & Halske (Fig. 78) wird der eine Pol des durch Transformatoren auf 10—15 000 Volt hochgespannten Wechselstromes an Metallzylinder D angeschlossen, welche mit einem ozonbeständigen Überzug versehen sind und in Glasröhren E stehen. Letztere sind vom Kühlwasser umgeben. In jedem Kasten (Gesamtgewicht

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Fig. 77. Ozonisierungsanlage Paderborn (Schnitt a—b—c).

ca. 40 kg) stehen acht Ozonröhren. Die Wasserkühlung ebenso wie der eiserne Kasten und die oben und unten angebrachten Deckel (Luftsammelräume) sind mit Erde verbunden, während die in den Apparat hineingeführte Hochspannungsleitung sorgfältig isoliert ist. Ein Berühren der Ozonapparate ist deshalb ganz ungefährlich. Von der Seite kann man durch eine große Glasscheibe in den Apparat hineinsehen, um an dem bläu-liehen Licht der Entladungen zu erkennen, — ob der Apparat ordnungsmäßig arbeitet. Die zu ozonisierende Luft wird mit einer Luftpumpe direkt in den Ozonisierungsapparat gedrückt. Durch die elektrischen Entladungen wird ein Teil des in der Luft enthaltenen inaktiven Sauerstoffs (0₂) in aktiven Sauerstoff Ozon (0₃) verwandelt. Bringt man das zu reinigende Wasser in feiner Verteilung mit einem Ozonluftstrom in Berührung, so werden die organischen Bestandteile des Wassers durch das Ozon oxydiert und die im Wasser enthaltenen Keime zerstört. Der Ozongehalt verschwindet bald aus der Luft, indem er sich zu gewöhnlichem Sauerstoff zurückbildet. Es wird in der Regel ein Kreislauf zwischen der Luftpumpe und dem Sterilisationsturm hergestellt, so daß immer dieselbe Luft unter entsprechender Hinzu-fügung neuer Luft als Ersatz für das verbrauchte Ozon verwendet wird. Beim Sterilisationsturm tritt das Wasser oben durch Verteiler (Brause oder durchlochte Platten) auf einen 2—3 m hohen Rieseler aus walnußgroßen Kieselsteinen, während die Ozonluft unterhalb des Rostes eingeführt wird. Die nach oben steigende Ozonluft ozonisiert das nach unten fließende

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Fig. 78. Ozonerzeuger nach Siemens & Halske. A Oberer Deckel, B unterer Deckel, C Mittelstück mit Glasscheibe, D Ozonröhren, E Glaszylinder, F Isolierglasplatte, H Kühlwasserabfluß, L Kühlwasserzufluß, <5 Ozonluftleitung.

Pfeiler gespannt. Bei Ausführung dieser liegenden Gurtbögen ist aber größte Sorgfalt nötig, damit sie tatsächlich gespannt sind und Druck zu übertragen vermögen.

Für die Dichtigkeit des Mauerwerks ist es wichtig, daß die zu vermauernden Steine gehörig angefeuchtet sind, daß dagegen der Mörtel nur das für sein Ab-I binden erforderliche Wasser enthält. Bei Verwen-| düng von Bruchsteinmauerwerk ist besonders auf eine rauhe und reine Oberfläche der zu verarbeitenden Steine zu achten und dafür zu sorgen, daß kein vermauerter Stein nachträglich in seiner Lagerung gestört wird. Deshalb sind möglichst nur Steine zu verwenden, welche man bequem von Hand versetzen kann.

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125

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Fig. 80.

Reinwasserbecken in Wiesbaden.

Fig. 81.

Bei Verwendung von Stampfbeton kann man sich den Drucklinien am besten anschließen und daher mit dem geringsten Aufwand an Material aus-

Schnitt A—B.

^Austritt^

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Fig. 84.

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13,3¥

Inhalt

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E3

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Überlauf u. Entleerung

£o A

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! Ableitung \oß°

it

Fig. 85.

Schema des Reinwasserbeckens in Olmütz.

A Ausfluß, Z Zufluß, E Entleerung, U Überlauf, K Klappe, S Schieber.

rojo

Fig. 82 und 83- Reinwasserbecken in Minden.

kommen. Ein Beispiel eines Beckens aus Stampfbeton bietet die Wiesbadener Anlage (Fig. 80 und 81 )¹)- Der Untergrund bestand aus sehr festem, undurch-

i) Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1883.

lässigen Ton. Die Sohle ist in einer Stärke von 0,25 m nach Fertigstellung des Gewölbes eingebracht. Behälter in Stampfbeton sind weiter unter anderem z. B. in Nürnberg, Chemnitz und Minden (Fig. 82 und 83) ausgeführt. Es

Kosten pro 1 cbm Inhalt Mk.

haben gekostet:

Der Reinwasserbehälter für

Nürnberg.......

Wiesbaden.......

Chemnitz.......

Minden........

Inhalt

cbm

8148

4275

4012

900

24,— Mk.

12,— „

18,50    „

18,80    „

Es ist empfehlenswert, Eintritt und Austritt so zu legen, daß das Wasser dauernd in langsamer Bewegung bleibt, um der Bildung von Kleinwesen entgegenzuwirken (Fig. 84 und 85)¹)-

b) Behälter Eisenbeton.

aus Behälter

aus Eisenbeton werden bei kleinerem Inhalt in zylindrischer Form hergestellt. Die Armierung geschieht mittels eines aus Rundeisen gebildeten Netzwerkes mit horizontal liegenden Ringen. Als Wandstärken kann man bei etwa 5,0 m Wasserhöhe oben 5 his 7 cm, unten 12—18 cm annehmen²) (Fig. 86 und 87). Beispiel eines großen zylindrischen Behälters aus Eisenbeton ist der Behälter zu Cha-tillon (Seine), der bei 32,0 m Durchmesser,

—r--

0! 0!

,0.07

w-

---------

otoimflfbeton

Fig. 86.

i'⁰‘zs.

7,08

Wie

.0.05

Reinwasserbehälter aus Eisenbeton in Chatillon.

Wassertiefe,

4000 cbm Inhalt nur eine mittlere Widerlagsstärke von 0,12 m hat. Als Beispiel eines geradlinig begrenzten Behälters aus Eisenbeton sei derjenige in Pforzheim mit 1600 cbm Inhalt erwähnt (Fig. 88 und 89)* Die horizontale Balkendecke und die Umfassungswände sind aus Eisenbeton. Für freistehende Hochbehälter ist der Eisenbeton zwar auch verwendet, die Konstruktion wird aber teurer und weniger haltbar als die aus Eisen.

c) Behälter aus Eisen³). Bei eisernen zylindrischen Behältern ergibt sich die Wandstärke zu

5,0

Fig. 87-

(i)

wenn (5 die Wandstärke in cm,

p den Druck der Wassersäule in kg/qcm (bei 1,0 m Wassersäule 0,1 kg), r den Halbmesser des Zylinders in cm und K die zulässige Beanspruchung des Eisens (800—1200 kg) pro qcm bedeuten.

!) Oesten-Frühling a. a. O. S. 315-²) Weder, Der Eisenbetonbau, Leipzig 1906.

a) Vgl. auch die betreffenden Ausführungen im Kapitel Konstruktionselemente des Ingenieurhochbaus auf S. 808—811.

Schnitt A—B.

iInhalt

1600cbm

Die Zugspannung s eines als Kugelabschnitt ausgebüdeten Bodenbleches ergibt sich wie folgt :

Bedeutet Q (Fig. 90) den Inhalt des Kugelabschnitts und des darüberliegenden Zylinders, so muß sein

-Haupibalk 'n_

Q . y = 2 y • Ji • s • sin/? ;

also

\-Nebenbalk.

(2)

Fig. 88 und 89- Reinwasserbehälter aus Eisenbeton in Pforzheim.

2 y • 7i • sin ß ' y bedeutet das Einheitsgewicht des Inhaltes.

Der Inhalt des Kugelabschnitts ist

*4^(3*-*),

derjenige des Zylinders

also wird

y.R

2 y²

[(* — *) y² + -y (3 R — *)] •

y

(h — x) y² • ji und sin/? = — R

(3)

Für x — 0 und y = O, d. h. am Scheitel, wird

Xi \

^max —

Ssinß

,s

während das kleinste s sich ergibt für x == R und y — R, d. h. am obersten Rande des Auflagers für einen halb-kugelförmigen Boden

SC OS/ff-

0/

*”1“

) •    (4)

Die im Horizontalschnitt des Bleches des Kugelabschnittes auftretende Ringspannung ist

t = y R(h — x) — s .

Ihr Größtwert ergibt sich gleichfalls bei# = 0 und ist =5max¹); ihr Kleinstwert für x = R, also für die Halbkugel zu źmin — y R(h — R) — Smin

QL

Fig. 90.

(5)

Die Horizontalspannung H ist —s • cosß. Sie wird also bei halbkugel -förmigem Boden am Auflager =0. Bei Kugelabschnitten muß die Horizontal -

^min -

(6)

i) M. Förster, Die Eisenkonstruktionen der Ingenieurhochbauten. Ergänzungsband des Handbuchs der Ing.-Wissensch., 2. Aufl. 1903, S. 459.

Spannung am Auflager (Fig. 91) durch einen steifen Druckring aufgenommen werden. Fig. 92 und 93 zeigen einige weitere Lösungen für Druckringe. Die Lösung Fig. 94 hat den Vorteil, daß die zu erwartenden Mängel im Nieten und Passen des Druckringes dem Behälter selbst nicht schaden, da er unabhängig vom Ring ist.

-6,25-

Fig* 95 und 96 zeigen einen Behälter von 200 cbm Inhalt mit halbkugelförmigem Boden nach Barkhausens Patent¹).

350 cbm

Fig. 91.

Fig. 93.

Fig. 92.

Druckringe für eiserne Behälter.

Zahlreiche Anlagen nach diesem Patent sind bereits ausgeführt und unter anderen ein größerer Behälter für 2000 cbm Inhalt für die Grube Minister Stein.

350cbm

U—2000—~

Fig. 94.

fOOOl^-----------MM

Bei dem halbkugelförmigen Boden kann man das Auftreten von Druckspannungen in irgend einem Teil des Behälters ganz vermeiden, wenn die Gesamthöhe des Behälters h — f R gemacht wird [vgl. Gl. (6)]. Es muß demnach der zylindrische Teil mindestens eine Höhe h₁ = haben, also der Inhalt des Zylinders nicht kleiner als ^R*ji, d. h. nicht kleiner sein als der Fassungsraum des halb kugelförmigen Bodens.

Bezeichnet man den Inhalt des Behälters mit J, so muß demnach ^ R³ jt

J    ³a—

== — oder R = 0,62 • \ J sein.

200cbm

IJ

t

8600-

—------ 7000-

/ ?

ZB

» *

—6t

00--------

<*)

i_J

Bei solchen Abmessungen können nur bei teilweiser Füllung des Behälters im Oberteil des Halbkugelbodens Druckspannungen auf treten. Sie bleiben aber klein.

Fig. 95.

Als Nachteil der halbkreisförmigen Böden gegenüber Behältern mit flachen Böden wäre nur anzuführen, daß sie bei gleichem Inhalt die Hebungsarbeit ein wenig vergrößern.

Fig. 96.

G. Barkhausen, Neuere Formen für Flüssigkeitsbehälter. Zeitschr. d. Ver. deutsch. Ing. 1900, S. 1594 u. 1681, mit ausführlichen Zeichnungen und Autotypien vgl. Anm. 3. S. 1583.

100

Taschenbuch für Bauingenieure.

-H, H,

Fig. 101.

Bei einem Kegelboden Fig. 97 ist¹)

2 7i y s • sin# = Q y ;

und da

■~r

----1

sina =

und

-J

so wird

S COS CO-

oo

ü--

y(h — f*);    (7)

für x = 0 wird 5 = 0.

Die Ringspannung t wird

' sina

Auch diese wird für x — 0 zu 0 und nimmt nach dem Lager hin zu.

Für den Fall, daß der Kegelboden nicht ganz hängt, sondern über das Auflager verlängert ist (Fig. 98), entstehen statt der Zugspannungen Druckspannungen, deren Größe sich ausdrücken läßt durch

V'

CL

Fig. 97.

y = y — y (h — x) .

s, =

0.7

2 y ui sin a

(8)

Xrr=~-ic:

Zl

X. iSfS/noo

H*—-y-

S-, sin oc, Z

Z*

d>

\i/

Fig. 99.

Fig. 98.

BBUÉ

Fig. 100.

wenn Q₁ y das Gewicht des im äußeren Behälterring befindlichen Inhalts bedeutet. Die Größe der Horizontalspannung H₁ in dem Auflagerring A B Fig. 99 hängt also vom Winkel a und von der Ausladung ab. Man kann nun den Radius R des Gegenbodens (Fig. 99)» den Durchmesser des Behälters EG und den Durchmesser des Auflagerringes so wählen, daß H = H₁ wird. Der

ł) G. Oesten, Handb. d. Ing.-Wissensch., Teil III, Wasserbau, Bd. 3, Wasserversorgung der Städte, S. 326, vgl. auch Anm. 3. S. 1585.

Gegenboden ist zuerst von Intze (D. R. P.) vorgeschlagen. Ähnliche Typen geben die Fig. 100—104-Zum Schutze gegen Kälte und Wärme werden diese eisernen Behälter bei Wasserversorgungsanlagen meistens mit einer Wand aus Eisenbeton oder aus Eisenfachwerk umgeben.

f<—0,50—sh

1¥,5 mm ]

Ute

fgE<

\25m/n

H.

'Hi Hr

-H

Fig. 102.

Fig. 103-

k---0,75--->|

Fig. 104.

Ober die Kosten eiserner Hochbehälter gibt folgende Tabelle einige Auskunft: Bezeichnung der Behälter

Inhalt Höhe des Kosten für Auflagers 1 cbm In-über dem cbm Boden m

halt

Mk.

A.    Behälter mit durchhängendem Boden. Wasserturm zu Mülheim a. R. (ohne Ummantelung) 584

,,    „    München-Gladbach . . .

„    „    Halle a. S.......

„    ,,    Essen.........

B.    Behälter nach Intzescher Bauart.

Wasserturm zu Remscheid......

,,    ,,    Diedenhofen......

,,    ,,    Düren........

,,    ,,    Bremerhaven.....

600

1200

2000

400

500

550

660

27

85

31

11

20

11

25

40

18,5

110

125

90

95

80

109

75

E. Die Rohrleitungen des Netzes und die Wasserversorgung der Gebäude.

Da der Kreis in bezug auf Widerstandsfähigkeit und Materialaufwand die günstigste Querschnittsform darstellt, so kommen andere als kreisförmige Druckrohre in der Praxis nur an Spezialbauwerken (Dükern usw.) vor, wo für den Durchgang zylindrischer Rohre der Raum zu klein ist. Für die Festigkeitsberechnung der Rohre von Wasserversorgungen ist in der Regel nur der Fall des gleichmäßig verteilten, der Höhe der ruhenden Wassersäule entsprechenden Innendruckes zu berücksichtigen. Die durch Wasserstöße entstehenden Druckerhöhungen übersteigen bei Wasserversorgungen selten eine halbe Atmosphäre und können daher durch einen Zuschlag von 10—15% zur Höhe der ruhenden Wassersäule berücksichtigt werden. Wegen der Berechnung bei ungleichmäßig verteiltem Innendruck (Füllung des Rohres bis zum Scheitel bei druckfreiem Scheitel) und des Falls, daß die gleichmäßig verteilten äußeren Drücke größer sind als die gleichmäßig verteilten inneren Drücke, sei auf die Abhandlung von Philipp Forchheimer: ,,Zur Festigkeit weiter Rohre“ in der Zeitschr. d. österr. Ing.- u. Arch.-Ver. 1904, Nr. 9 und 10 verwiesen.

Es mögen bezeichnen:

D den inneren Rohrdurchmesser in cm, ô die Wanddicke in cm,

kz die zulässige Materialspannung in kg/qcm,

Kz Zugfestigkeit des Rohrmaterials in kg/qcm, K

o — —— das Sicherheitsverhältnis,

H = die statische Höhe der Wassersäule in in,

pt den gleichmäßig verteilten inneren Wasserdruck in kg/qcm — 0,1 H kg/qcm,

pa den gleichmäßig verteilten äußeren Druck in kg/qcm, p = pi — pa den inneren Überdruck in kg/qcm.

Betrachtet man ein Stück Rohr von 1,0 cm Länge, so gilt die Festigkeitsgleichung :

D ■ Pi — (D + 2 8) • pa = 2 Ô kz, demnach ist das Verhältnis der Wanddicke zum Durchmesser

O)

b|

= ł’

Pi ~ Pa

(2)

und die Zugspannung

K = ł • (Pi - Pa) *

— Pa •

(3)

Wenn pa im Vergleich zu kz sehr klein ist, kann man annäherungsweise setzen :

(4)

und man erhält dann

(5)

K=\P'

Die in den kreisförmigen Querschnitten infolge des Wasserdrucks auftretende Längsspannung ist nur etwa halb so groß wie die Tangentialspannung, und sie spielt deshalb für die Bestimmung der Wandstärken bei der hier vorliegenden Betrachtung keine Rolle.

C. v. Bach hat neuere Formeln gegeben, welche der Elastizität der Rohre und der Verschiedenheit der Spannungen in den einzelnen Teilen des Querschnittes Rechnung tragen. Die Spannung ist an der inneren Kreisringschale der Rohrwandung am größten und nimmt mit wachsendem Halbmesser nach der äußeren Wandungsschicht hin ab. Die Bach sehen Formeln sind unter der Voraussetzung, daß sich die Rohre frei bewegen können, aufgestellt und lauten:

Hb

1 + 0,4

1 --

1,3

1,3

+ 0,4

2ÖV

1 + -tH — 1

(7)

(•+¥)

1,3 (1 + ¥) +0,4

K-

(8)

Aus der Formel (6) ergibt sich, daß die Wandstärke des Rohres unendlich groß sein müßte für

1,3

Als Zugfestigkeit für Gußeisen Kz gilt 1300 kg/qcm und als diejenige Inanspruchnahme auf Zug, bei welcher die Elastizitätsgrenze des Gußeisens liegt, 750 kg/qcm. Allerdings läßt sich durch Zusetzen von Aluminium die Festigkeit des Gußeisens erheblich steigern. J e nach der Sicherheit, welche man beansprucht, wird die zulässige Inanspruchnahme festzusetzen sein. In der Regel läßt man bei gutem Gußeisen nur eine Betriebsspannung von 65—85 kg/qcm zu, so daß

Kz

= 20—15»3 würde.

Bei Druckrohren aus gutem Flußeisen kann man bei zehnfacher Sicherheit (o == 10) noch Inanspruchnahmen von 340—440 kg/qcm, und bei Druckrohren aus Siemens-Martin-Stahl Inanspruchnahmen im normalen Betrieb von 700 bis 1000 kg/qcm zulassen. Bei genieteten Röhren sind die Nietlöcher abzuziehen. Bei Schweißrohren wird man nur 90—95% der sonst zulässigen Inanspruchnahme für die Schweißstelle zugrunde legen.

Zu dem gleichmäßig verteilten inneren Druck p{ — 0AH kg/qcm kommt noch der Druck der äußeren Luft. Da aber der gleiche Druck pro Einheit auch auf den äußeren Umfang des Rohres wirkt, so wird er für den Zustand der vollen Füllung der Leitung meistens bei obiger Rechnung vernachlässigt, obwohl der äußere Druck auf einer um 2 <5 größeren Breite wirksam ist.

Für die meisten bei Wasserleitungen vorkommenden Rohrdurchmesser ergibt die Berechnung Wanddicken, welche sich in der Praxis für die Herstellung, den Transport und die Verlegung der Rohre als zu gering erwiesen haben. Es sind deshalb von dem Verein der Gas- und Wasserfachmänner und dem Verein deutscher Ingenieure sowohl für gußeiserne Muffenrohre, als auch für Flanschrohre Normalien auf gestellt.

P?

Bei der Prüfung der gußeisernen Rohre ist zu beachten, daß sie frei von Blasen und Rissen, kreisrund und von gleichmäßiger Wanddicke sein müssen. Zur Prüfung ihrer Festigkeit und Dichtigkeit werden Druckproben durch Einpressen von Wasser vorgenommen, wobei der Prüfungsdruck mindestens 5 Atmosphären mehr als der hydrostatische Druck der Leitung betragen soll, häufig aber auch gleich dem zweifachen Betrage dieses Druckes vorgeschrieben wird. Zur Entdeckung von ungesunden Stellen im Gusse werden die Rohre mit Hämmern von 0,5—1,5 kg Gewicht je nach dem Durchmesser, während sie unter Probedruck stehen, gehämmert. Nach dem Verlegen prüft man zweckmäßig auch noch die einzelnen Strecken zwischen zwei Schiebern, bei noch offener Baugrube und erhöhtem Druck.

li

Fig. 105.

Fig. 106.

Stoßfreier Schieber nach Forchheimer.

Zum Schutz gegen die Rostbildung werden die Rohre in der Regel auf 150—180° erwärmt, um die Feuchtigkeit vollständig auszutreiben, und dann 10—20 Minuten lang in kochende Asphaltmasse getaucht. Nach dem Herausziehen läßt man sie in lotrechter Lage abtropfen, um einen gleichmäßigen dünnen Überzug zu erzielen. Um das Trocknen zu beschleunigen, wird dem Asphalt Benzin, und um das Ab-blättem zu verhindern, etwas Leinöl beigemischt. Das Schwanzende und die inneren Muffenflächen werden vor dem Asphaltieren mit Kalkmilch be-

strichen, so daß sich an diesen Stellen der Asphaltüberzug leicht beseitigen läßt.

Als Absperrorgane werden fast ausschließlich Schieber mit Schrauben-bewegung verwendet, welche zur Vermeidung von Wasserstößen nur langsam geschlossen werden können. Um die Auswechslung zu ermöglichen, erfolgt die Verbindung zwischen Schieber und Rohrleitung durch Flanschen unter Vermittlung von zwei Anschlußstücken. Die Querschnittsform des Gehäuses ist meistens eine elyptische. Bei sehr großen Durchmessern wird es nötig, um den

*****

<5>'

« 4

120I

110

ÎI

100

80

A.

Wasssrmengen : Q Z/sek.

80

70

o'0.

Schieberkörper unter der Pflasterfläche unterbrin -gen zu können, die Spindel wagerecht zu legen. Fig. 105 und 106 zeigen den stoßfreien Wasser-Schieber von Forch-heimer. Die Schieber-fläche ist nach unten verlängert, und solange nicht der gedrehte Rand anliegt, findet ein vollkommener Schluß nicht statt. Auf diese Weise wird der Abschluß der ' Durchgangsöffnung verlangsamt.

60

50

00

30

■7

W-

zo

/ /X

0- 0,101™

40

0,3    0,5    0,7    0,3 1,0 1,1    1,3    1.57n/Sek

Geschwindigkeitent v m/sek

Fig. 107. Schema eines Maßstabes zur Ermittlung von v und D aus Q und S.

Abzweigungen von Rohrleitungen finden o,*° durch Formstücke statt (vgl. Fig. 7—9 und 17 und 18 S. 518), Krümmungen, soweit sie nicht in der Muffe selbst aus-geglichen werden können, durch Krümmer Fi-gurl2,13u. 16 S. 518 und Übergänge von größerem zu kleinerem Durchmesser durch Übergangsrohre Fig. 14 S. 518. Wenn Abzweigstücke nachträglich eingefügt werden sollen, so bedient man sich sogenannter Überschieber (Fig. 15 S. 518).

Bei der Berechnung des Rohrnetzes wird man sich einer Tabelle, die für jeden Durchmesser und für verschiedene Wassermengen bzw. Geschwindigkeiten den Druckverlust pro lfm. angibt (Tab. II), oder aber eines graphischen Maßstabes (Fig. 107) bedienen. Auf dem zu entwerfenden Netzplan werden an den beiderseitigen Straßenfronten die Konsumziffern für mittleren und Höchst-konsum eingetragen und während des Projektierens gleich in einer weiteren Tabelle die einzelnen Leitungslängen der Reihe nach unter Angabe von Durchmesser, Geschwindigkeit, maximaler Wassermenge, Druckverlust pro lfm., Gewicht und Preis zusammengestellt. Kleinere Durchmesser als 10 cm werden von vielen Verwaltungen nicht als zweckmäßig erachtet, sowohl wegen der

h. bei gegebenem Q in 1 sek und gegebenen Geschwindigkeiten für kreisförmige Röhren.

— ioo V äs

9i J-, c =-7= •

0,35 + y m

Q = 80 1

1111iississiiiii

o o o o" o o o o o o o o

O ro'^t'V^'û >t r^d    tri

I 'J->co^Oro<Nc<">vOO'OOcooO | ror- ON» nvO -rT ■*-*■ O O O O o" O O O O O

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Q = 50 1

Q = 40 1

i i^tcor^ŁnroęS-r-T-OOOOO i

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| LncJOoor^MD^-^T^rofomc^ |

x-T -rT r-~ o O" O O O O O" Ö O O

0,01710

0,00955

0,00548

0,00348

0,00222

0,00149

0,00101

0,00069

0,00050

0,00037

0,00029

vû^roON^OmNfnTj-CA , i i^r-rt OOOI^C'^^OO I | (S OOO NVO ^>Th COfOfOd

t-T o o o o o o o o ó

0,02120

0,01100

0,00620

0,00350

0,00220

0,00142

0,00090

0,00065

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0,00032

Łoir>vnu~łt^rovO 00 CN

i r^Q^r^vooo-r-'vOT-HOO i i

I CN Ooovq^^rf tordes I I ^ O O Ó Ö O Ö Ö O

m für 1

Q = 30 1

0,0253

0,0120

0,0062

0,00345

0,00198

0,00126

0,00080

0,00054

0,00036

0,3—

20 1

0,0260    —

0,0113    1,246

0,006l    0,958

0,00276    0,755

0,00155    0,611

0,00087    0,506

0,00056    0,425

—    0,362

—    0,313

—    0,271

■2 § §>

II

O*

Si

O O oo ^ 00 N r^i nmmO O moo i i -r* oqvq “J ^ rn    | |

t-T O O O O © Ö

Wahl von D in

Q = 10 1

in m

0,06700

0,01890

0,00670

0,00282

0,00133

0,00068

m/sek.

1,265

0,814

0,565

0,415

0,319

0,251

31,1

33,6

35,7

37,5

39,2

40,5

41,4

42,8

43,9

44,9

45,7

46,4

47,5

48,2

49,0

49,7

50,2

51,4

52.5

53.5 54,4

55,4

56,1

56,8

57,6

58,2

58,8

60,0

61,1

JU

0,1 • F qcm

7,9

12,3

17,7

24,1

31,4

39,8

49,1

59,4

70,7

83,0

96,2

110.4 125,7 141,9 159,0

173.2

196.4

237.6

282.7

331.7

384.8

441.8

502.7

567.5

636.2

708.8 785,4 950,3

1130,9

o s g3££g$££gS££gS££g£g£g£g£g£8gg

^ g r.T-T--r)r)MOInfnMMri-'trJ-Tj-mui\O'ÛNNC0Cl0a>O\Or'M

B

â

O)

’S

Fortsetsung von

Q = 400 1

Q = 300 1

CS

o>

CS

<2 =

Q = 1501

I 001 = Ô

in m

m/sek

31,1

33,6

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37,5

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0,00485 0,00313 0,00210 0,00142 0,00101 0,00073 0,00053 0,00040 0,00030 0,00018 0,00011

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1,060    0,00273

0,00175 0,00118 0,00080 0,00057 0,00041 0,00030 0,00023 0,00017 0,00010 0,00006

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0,781

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stark zunehmenden Druckverluste, als auch wegen der Gefahr, daß sie sich durch Bekrustung ganz verstopfen.

Die Anschlußleitungen vom Straßenrohr bis zum Wassermesser werden fast immer durch die Verwaltung des Wasserwerks ausgeführt, während die Ausführung der Grundstücks- und Hausleitungen dem Bauherrn überlassen bleibt und die Verwaltung sich nur das Recht vorbehält, auf Grund bestimmter Vorschriften (eventuell bei behördlichen Werken auf Grund öffentlich rechtlicher Vorschriften) die Anlagen zu prüfen und abzunehmen. Da die Druckverluste bei Verringerung des Rohrdurchmessers für ein und dieselbe Durchflußmenge sehr stark zunehmen¹), so ist es wünschenswert, mit der Geschwindigkeit in den Anschlußleitungen, namentlich an den höchstgelegenen Stellen des Versorgungsgebietes, nicht über 1,0—1,4 m/sek hinauszugehen. Bei Berechnung von Q für den Hausanschluß wird man etwa annehmen können, daß höchstens 15% der vorhandenen Zapfhähne einschließlich der Klosettspülung gleichzeitig geöffnet

Wassermesser

Fig. 108.

sind und daß pro Zapfhahn etwa 0,3 1/sek ausfließen. Oft werden für bis zu 10 Zapfstellen 25 mm Weite, für bis zu 20 Zapfstellen 30 mm, für bis zu 40 Zapfstellen 40 mm und für bis zu 60 Zapfstellen 50 mm Weite als Mindestgrößen vor geschrieben. Für Hausanschlußleitungen werden entweder Gußeisenrohre oder Bleirohre verwendet. Gußeiserne Rohre werden als marktgängige Ware erst von 30—40 mm ab hergestellt.

Bleirohre kann man bis zu etwa 40 mm Lichtweite in allen Weiten und in beliebiger Länge jederzeit haben.

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Fig. 110. Anschlußschelle.

Fig. 109-

Bei weichem kohlensäurehaltigen Wasser sind statt der Bleirohre sogenannte Mantelrohre zu verwenden, welche innen einen Überzug von Zinn von mindestens ¹/₂ mm Stärke besitzen. Sie sind äußerlich durch kleine Riefen kenntlich gemacht. Bei hartem Wasser bildet der Kalk sehr bald einen schützenden Überzug von doppeltkohlensaurem Kalk

im Bleirohr und macht so die Bildung des giftigen kohlensauren Bleioxyds unmöglich. Bleirohre werden durch Zement und hydraulischen Kalk sehr stark angegriffen, und man muß sie deshalb, wenn sie durch die Mauer gelegt werden, mit einem gußeisernen Rohr umhüllen oder auf andere Weise schützen.

Um das Straßenrohr nicht absperren zu müssen, wenn Reparaturen in der Anschlußleitung notwendig werden, wird bei manchen Verwaltungen unmittelbar hinter dem Anschluß ein Absperrhahn eingebaut (Fig. 108). Wo die

!) Bei $ = 0,5 1/sek ist der Druckverlust / in einem 25 mm weiten Rohr bei 10,0 m Länge 2,1 m, bei einem 30 mm-Rohr nur 0,77 m.

Straßendecke eine sehr kostspielige ist, wird man eine Schlüsselstange mit Kappe auf den Abschlußhahn setzen, damit man den letzteren jederzeit von oben bedienen kann. Mit Rücksicht auf die geringe Widerstandsfähigkeit

Fig. 111. Vorrichtung zum Anbohren eines Hauptrohres unter Druck.

solcher Kappen empfiehlt es sich nicht, sie im Straßenpflaster unterzubringen. Bei sorgfältiger Ausführung der Hausanschlußleitungen kommen Reparaturen übrigens so selten vor, daß viele Verwaltungen auf die Anbringung von

Fig. 112. Niederschraubhahn mit Gummiplatte.

Schlüsselstangen und Kappen überhaupt verzichten. Vor dem Wassermesser ist jedenfalls der sogenannte Haupthahn erforderlich.

¹

   W. Wagner, Das Wasserwerk und Enteisenungsanlage der Stadt Vegesack. Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1909, S. 54—62.

²

²)    Hirsch, im Journ. f. Gasbel. u. Wasservers. 1898, S. 730.

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³)    Vertreten durch die Compagnie Générale de i’Ozon, Paris 11 Boulevard Hausmann.

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Fig. 113. Niederschraubhahn mit Ledersitz.

Der Hausanschluß erfolgt entweder an ein Formstück oder durch Anbohrung der Hauptleitung. . In letzterem Falle wird das Hauptrohr nach Entleerung angebohrt und in die Rohrwand ein Gewinde eingeschnitten [Saugeanschluß (Fig. 109)] > oder aber besser der Anschluß mit Hilfe einer Anschlußschelle bewirkt (Fig. 110). Es gibt auch Vorrichtungen, um das Hauptrohr unter Druck anzubohren. Mit Hilfe einer Schelle mit anschließendem Schieber oder

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Fig. 114 a. Volumen Wassermesser „Superior“ von Bopp & Reuther, Mannheim-Waldhof, Trockenläufer, b oscillierender Hartgummikolben in der Stellung 1 des Schemas Fig. 114 b.

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Fig. 114 b. Schema der Wirkungsweise des oscillierenden Meßkolbens. A äußerer Ring der Meßkammer, B innerer Ring der Meßkammer, C Führungssstück, D und E Ein- bzw.

Ausflußöffnungen.

Hahnstück, welches durch einen Flansch mit Stopfbuchse für den Durchgang des Bohrers verschlossen ist, wird die Anbohrung mit einer Bohrratsche bewirkt und nach Herausziehen des Bohrers bis hinter den Schieber oder Hahn können letztere geschlossen werden, so daß nunmehr der weitere Hausanschluß verlegt werden kann (Fig. 111). Die Anbohrung kann sowohl von oben als von der Seite erfolgen.

Ebenso wie bei den Anschlußleitungen ist bei den Hausleitungen darauf zu achten, daß die Durchmesser nicht zu klein gewählt werden. Wenn möglich, legt man alle horizontalen Abzweigungen vom Hauptrohr in das Kellergeschoß und läßt von da aus die Steigeleitung lotrecht auf st eigen, so daß sich in den Etagen nur noch kurze Abzweigungen zu den einzelnen Zapfhähnen ergeben. Auf frostfreie Lage der Leitungen ist zu achten, und wo das nicht zu erzielen ist, sind Entleerungshähne einzubauen. Als Material für die inneren Hausleitungen werden Bleirohre, Mantelrohre und verzinnte schmiedeeiserne Rohre verwendet. Für die Bleirohre werden meistens bestimmte Wandstärken und Gewichte für die verschiedenen Durchmesser vor-geschrieben. Die Entnahmestellen (Zapfhähne) müssen mit Verschlußvorrich-tungen versehen werden, welche allmählich schließen, damit keine starken Stöße in der Leitung auftreten können. Kücken oder Kegelhähne werden deshalb nur bei geringem Druck zugelassen, vielmehr meistens sogenannte Niederschraubhähne vorgeschrieben (Fig. 112 und 113).

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Fig. 115. Scheibenwassermesser nach Siemens & Halske. Trockenläufer.

Der Wassermesser muß frostfrei, leicht zugänglich und so auf gestellt werden, daß alles im Grundstück verbrauchte Wasser gemessen wird. Es genügt im allgemeinen, wenn das Zählwerk hl und cbm angibt. Manche Zähler geben aber auf verschiedenen Scheiben auch noch 1 und dkl an. Die meisten Messer messen nur für eine Strömungsrichtung und sind deshalb den äußerlich angebrachten Pfeilen entsprechend einzubauen. Man unterscheidet für Wasserversorgungen Raummesser, Flügelmesser und Woltmannmesser.

Die Raummesser sind entweder Kolbenmesser (Fig. 114 a und b) oder Scheibenmesser (Fig. 115)- Sie messen bei guter Ausführung auch noch die Liter genau, sind aber meistens teurer als die Flügelmesser.

Beim Kolbenmesser wird die Durchflußmenge entweder durch die Zahl der Hübe oder der Oszillationen des Kolbens gemessen (vgl. Fig. 114 a und b).

Bei dem Kolbenmesser von Bo p p & Re u ther in Mannheim-Waldhof bestehen der I-förmige, oszillierende Kolben aus Hartgummi, das Gehäuse und die Meßkammer aus Spezialbronze und die Triebwerksteile aus Reinnickel. Durch zwei Punkte a und b und das Führungsstück C ist der Kolben in seiner jeweiligen Arbeitslage bestimmt (Fig. 114b). Er teilt die Meßkammer

in vier Teile, 1, 2, 3 und 4, von denen die Räume 1 und 2 außerhalb, 3 und 4 innerhalb des Kolbens liegen. Wenn sich der Kolben aus der Lage 1 in der durch den Pfeil angegebenen Richtung bewegt, werden die Räume. 1 und 3 beständig größer, die Räume 4 und 2 dagegen kleiner. 1 und 3 sind dann Einlässe, 2 und 4 Auslässe. Durch die Öffnung D hat das Wasser Zutritt zu den Räumen 1 und 3. Durch die Öffnung E kann das Wasser aus den Räumen 2 und 4 entweichen. Wenn sich der Kolben der Stellung 2 (Fig. 114b) nähert, vergrößert sich der Raum 1 und in der Stellung 2 erreicht Raum 3 innerhalb des Kolbens seine größte Ausdehnung. Raum 3 hat die Verbindung mit der Öffnung D unterbrochen und ist im Begriff, eine Verbindung mit der Öffnung E herzustellen. Raum 4 hat seine Tätigkeit vollendet. Bei Weiterbewegung beginnt Raum 3 das Wasser auszulassen, wird also zu 4, während sich ein neuer Raum 3 zu bilden beginnt. Der Raum 2 wird schnell kleiner, sein Inhalt fließt durch die Auslaßöffnung E. In Stellung 3 ist der Raum 1 vergrößert, erhält aber noch durch die Öffnung D Zufluß. Raum 3 fängt wieder an, sich zu vergrößern, Raum 4 ist jetzt in Verbindung mit der Öffnung E, ebenso wie Raum 2. Hat der Kolben die Lage 4 erreicht, so wird Raum 1 seine größte Ausdehnung haben; der Kolben hat D geschlossen und fängt an, E zu öffnen. Raum 1 beginnt damit, Wasser auszulassen und wird zu Raum 2, während sich ein neuer Raum 1 (vgl. Stellung 1) zu bilden beginnt. Bei jeder vollendeten Oszillation entspricht das gemessene Wasser dem Inhalte der Meßkammer.

Beim Scheibenwassermesser wird eine an einer Kugel befestigte Scheibe von einem Gehäuse umschlossen, dessen Form durch die eigenartige Bewegung der Scheibe gegeben ist. Die Scheibe wird entweder aus Hartgummi oder als hohle Metallscheibe (vgl. Fig. 115) hergestellt. Die Scheibe wälzt sich auf den unteren beziehungsweise oberen Kugelflächen und gleitet mit ihrem Umfange an den kugelförmigen Seitenwänden des Gehäuses, den vom Scheibenkammergehäuse umschlossenen Innenraum dabei in zwei gleiche Teile teilend, in einen oberen und einen unteren. Die Einströmungs- und Ausströmungsöffnung liegen nebeneinander und sind getrennt durch eine vom Umfang nach dem Mittelpunkt der Kammer verlaufende vertikale Scheidewand, welche in einen entsprechenden Schlitz der Meßscheibe eingreift und so verhindert, daß sich die Scheibe um ihre senkrechte Achse dreht, dann aber auch, daß das Wasser ungemessen ohne auf die Scheibe einzuwirken, den Meßraum durchfließt. Dem Wasser ist beim Durchfließen des Meßraumes ein ganz bestimmter Weg vorgeschrieben, auf welchem es die Scheibe in eine oszillierende Bewegung bringt. Mit jeder Oszillation der Scheibe fließt eine Wassermenge gleich dem Nutzinhalt der Scheibenkammer ab.

Das Wasser tritt durch den Einlaßstutzen a in den Messer ein, passiert zunächst ein Sieb b mit genügend großem, freiem Querschnitt und gelangt, indem es die Meßkammer vollständig umspült, in den eigentlichen Meßraum c (Scheibenkammer). Beim Durchfließen dieser Kammer wird die kugelförmig gelagerte gerade Scheibe d r in eine dem Scheibenmesser eigentümliche, oszil- 0 lierende Bewegung versetzt, welche durch die \ Führungsrolle / und den Mitnehmer e auf das Zählerund Zeige werk h und l übertragen wird. Die Scheibe wird dabei durch die Führungskonusse g und / so geführt, daß zwischen Scheibe und Kammer dichter Abschluß erfolgt und so ein Durchfließen von ungemessenem Wasser verhütet wird. Es entspricht eine Umdrehung des Mitnehmers e einer vollständigen Bewegung der Scheibe und einer

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Fig. 116. Flügelrad-Wassermesser, Trockenläufer. Modell TN von Siemens & Halske.

Durchflußmenge,

welche genau dem Nutzinhalt der Scheibenkammer gleich ist. Das Wasser wird also genau nach dem Volumen gemessen. Nachdem das Wasser die Scheibenkammer passiert, verläßt es dieselbe durch die Austrittsöffnung und den Messer durch den Ausgangsstutzen o.

Unter den Flügelmessern sind die bekanntesten die von Siemens & Halske gebauten Siemensmesser, welche für alle in Betracht kommenden Rohrweiten

nach den vom Verein der Gas- und Wasserfachmänner aufgestellten Grundsätzen mit Normalgewinden und in normalen Baulängen geliefert werden (Fig. 116).

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Fig. 117. Flügelmesser, System Meinecke, Naßläiifer. Mißt auch das zurücklaufende Wasser.

Nach dem Passieren des Siebes tritt das Wasser durch eine Anzahl gleichmäßig verteilter, schräger Kanäle in den Meßraum und treibt in Strahlen, unter tangentialem Angriff, das Schaufelrad. Bei dem in Fig. 116 dargestellten Messer ist das Schaufelrad aus Zelluloid hergestellt und

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läuft auf dem Spurstifte /. Über den Schaufeln befindet sich die verstellbare Stauvorrichtung g, die den doppelten Zweck hat, WfiK einerseits die Rotation des Flügelrades nach “““l Schluß der Wasserentnahme aufzuheben und andererseits den Gang des Messers richtig zu regulieren. Bei e tritt das Wasser aus dem Messer aus.

Auch zahlreiche andere Firmen liefern Zähler, welche den Normen entsprechen, z. B. Bopp & Reuth er in Mannheim, A. C. Spanner in Aachen, H. Meinecke in Breslau und Carlowitz, die Luxschen Industriewerke A.-G. in Ludwigshafen, Karl Andrae in Stuttgart usw.

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Während der Zähler nach Fig. 116 eine in einer Stopfbuchse abgedichtete Drehachse hat, das Zählwerk also im Trocknen liegt (Trockenläufer), zeigt Fig. 117 einen Naßläufer,

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Fig. 119.

Fig. 118. Woltmannmesser, vor-, und rückregistrierend (System Carl Andrä).

bei dem die Reibung in der Stopfbuchse fortfällt, dafür aber die Glasscheibe wasserdicht eingesetzt werden muß, da das Zählwerk im Wasser läuft. Diese Konstruktion setzt also reines Wasser voraus. Der. Flügelmesser nach Fig. 117 mißt auch das zurücklaufende Wasser.

Der Woltmannmesser beruht auf dem bekannten Prinzip des Woltmann-schen Flügels (Fig. 118).

Wenn von einer Anschlußleitung zeitweise große Wassermengen geliefert werden sollen, in der Regel aber nur kleine Wassermengen erforderlich sind, so schaltet man im Nebenschluß mit Hilfe eines Umschaltventils U neben dem großen Messer M einen kleinen Messer m mit vorliegender Rückschlagklappe R ein, da große Messer kleine Wassermengen ungenau messen. Wenn für die kleinen Wassermengen eine besondere Steigeleitung K vorhanden ist, so kann der Anschluß nach Fig. 119 erfolgen.

J eder Messer wird vor dem Einsetzen geeicht und soll auf eine längere Reihe von Jahren richtig anzeigen. Selbst bei guter Ausführung nimmt die Genauigkeit des Zählwerkes aber allmählich ab, so daß eine Reparatur und Nacheichung notwendig wird. Da die Verluste des Werkes durch zu wenig anzeigende Zähler sehr groß sein können, so ist bei der Beschaffung hauptsächlich auf beste Arbeit und Konstruktion zu halten. Selbst erhebliche Ersparnisse bei der ersten Beschaffung spielen gegenüber den kapitalisierten jährlichen Verlusten, welche durch Zähler mit schnellem Verschleiß entstehen können, keine Rolle.

F. Die Tarife.

Grundsätzlich sind drei Arten der Tarifbildung zu unterscheiden: Die Abgabe nach Messung, die Abgabe nach Schätzung und eine Kombination beider Systeme.

Bei der Abgabe nach Schätzung wird der Wasserverbrauch nach bestimmten Merkmalen geschätzt und danach bezahlt. Wo die Wassergewinnung reichlich und billig ist, und die Beförderung zum Versorgungsgebiet keine hohen Kosten verursacht, hat die Bezahlung nach Pauschalsummen den Vorzug der vereinfachten Verwaltung, des Wegfalls der Kosten für die Wassermesser und der Sicherheit für die Abnehmer über die zu zahlende Summe. Es werden deshalb für neuerbaute Wasserwerke, namentlich in kleineren Städten und bei Gruppen-Versorgungen nicht selten Tarife nach Schätzung eingeführt, um die Anwerbung der Abnehmer zu erleichtern mit dem Vorbehalt der späteren Einführung von 'Wassermessern. Die Tarife nach Schätzung haben aber fast überall zu einer unwirtschaftlichen Wasser Vergeudung geführt. Als Maßstab für den Tarif nach Schätzung gelten z. B. die Anzahl der Bewohner oder die Anzahl der bewohnten Räume eines Hauses (Altona) oder der Flächeninhalt der bewohnten Räume. In letzterem Falle werden häufig kleine Räume unter 8 qm Bodenfläche und alle nicht zum dauernden Aufenthalt von Menschen bestimmten Räume nicht berechnet, dagegen für besondere Räume, wie Restaurationen, Photographische Ateliers, Ställe, Waschküchen, Fabrikanlagen, Brauereien usw. besondere Tarife aufgestellt oder Vereinbarungen von Fall zu Fall Vorbehalten. Weiter gilt als Maßstab für die Größe des Wasserverbrauchs und die Höhe des zu zahlenden Wassergeldes der Mietwert des Hauses oder der Wohnung (Cassel) oder der Gebäudesteuer-Nutzungswert des Hauses. In der Regel wird zur Vereinfachung des Verfahrens der gesamte Wasserzins vom Grundstücksbesitzer erhoben. Die vorerwähnten Tarif grün dlagen gestatten aber auch die direkte Heranziehung der Mieter, wobei den sozialen Gesichtspunkten insofern Rechnung getragen werden kann, als man die ganz kleinen Wohnungen entweder ganz frei oder nur einen kleinen Zins zahlen läßt, während der Tarif für die größeren und teureren Wohnungen progressiv steigend gestaltet wird.

Bei weitem häufiger und sich dauernd mehr ausbreitend als die Abgabe nach Schätzung ist die Abgabe nach Messung durch Wassermesser, durch welche auch allen hygienischen und sozialen Rücksichten vollauf entsprochen werden kann. Die Abgabe nach Messung durch Eichhähne ist in Deutschland nur noch sehr selten und meines Wissens nur noch in München, Nürnberg und Augsburg in Kombination mit Messung durch Wassermesser im Gebrauch. Das sehr wichtige

Erfordernis jedes Tarifes, die Einfachheit, kann auch mit der Messung durch Wassermesser erreicht werden, es wäre aber verfehlt, die Steigerung dieser Einfachheit bis zum Einheitstarif zu treiben. Es bleibt vielmehr nötig, daß jeder Abnehmer einigermaßen entsprechend der ihm gebotenen Leistung an der Deckung der Produktionskosten und der Aufbringung des dem Lieferanten zukommenden Gewinnes teilnimmt. Deshalb sind grundsätzlich eine Mindestabgabe, die Staffelung der Preise je nach der Größe des Konsums, die Berücksichtigung des gleichmäßigen Konsums durch billigere Preise für gewerbliche Zwecke, unterschiedliche Preise zwischen dem Verbrauch in den heißen Sommermonaten und dem des übrigen Jahres usw. berechtigt und empfehlenswert. Die Mindestabgabe sollte nicht höher bemessen werden, als es für die Deckung der reinen Produktionskosten einschließlich einer mäßigen Verzinsung des Anlagekapitals erforderlich ist. Hierbei sollte bei städtischen Werken der Verbrauch für städtische Zwecke nicht unberücksichtigt bleiben. Die Mindestabgabe würde theoretisch am richtigsten erhoben auf Grund des Verbrauchs jedes Abnehmers am Tage des höchsten Konsums, weil dann jeder Abnehmer am gerechtesten seinen Anteil an der Abschreibung und Verzinsung des Anlagekapitals zu tragen hätte. Hierzu würden aber Maximalzähler nötig sein, die es für den praktischen allgemeinen Gebrauch heute noch nicht gibt und welche auch eine sehr unliebsame Erschwerung des Betriebes verursachen würden. Es ist deshalb wohl das Empfehlenswerteste, die Mindestabgabe auf Grund eines je nach der lichten Weite des Wassermessers zu schätzenden geringsten oder mittleren jährlichen Bedarfes des Abnehmers zu bemessen. So geschieht es z. B. in Braunschweig, wo die Mindestabgabe nach dem geringsten jährlichen Bedarf bemessen ist. Letzterer ist z. B. für einen Wassermesser von 13 nun zu 90 cbm, für einen Wassermesser von 30 mm zu 200 cbm, für einen Wassermesser von 25 mm zu 300 cbm usw. bis zur Stufe von 150 mm zu 20 000 cbm angenommen. Vielfach wird aber die Mindestabgabe bemessen nach den bei den Tarifen nach Schätzung erwähnten Merkmalen und damit dann eine Kombination von Tarif nach Schätzung und Tarif nach Messung eingeführt.

In Cöln wird z. B. die Mindestgebühr für den Hausgebrauch nach der Gebäudesteuer, die Mindestgebühr für den Verbrauch zu gewerblichen Zwecken, wie in Braunschweig, nach der lichten Weite des auf gestellten Wassermessers festgesetzt. In Danzig wird die jährliche Mindestabgabe für jeden bewohnten Raum, in Mannheim nach dem Mietwert festgesetzt. Das zweckmäßigste ist, die Mindestabgabe in der Wasserrechnung so zu berücksichtigen, daß eine weitere Zahlung nach dem Tarif erst dann verlangt wird, wenn die Mindestabgabe durch den Verbrauch gedeckt ist. Die Staffelung der Preise erfolgt nach der Höhe des Verbrauchs mit fallender Skala. Da das Werk seine Anlagen am besten ausnützt, wenn die Wasserabgabe möglichst gleichmäßig sich auf das ganze J ahr verteüt, so scheint es auch berechtigt, sowohl die Mindestabgabe als auch die Staffelung der Preise nicht nach dem Jahresverbrauch, sondern nach dem vierteljährlichen Verbrauch vorzunehmen. Die unterschiedliche Bemessung der Preise für den Verbrauch in den heißen Sommermonaten und den des übrigen Jahres hat jedenfalls viel für sich ohne das Rechnungswesen erheblich zu erschweren, weil dadurch diejenigen Abnehmer, deren Verbrauch für die Größe des Werkes maßgebend ist, auch am stärksten herangezogen werden. Besondere Berücksichtigung des Wasserverbrauchs zu gewerblichen Zwecken empfiehlt sich auch aus rein kaufmännischen Gründen, denn einmal ist ein büliger Preis deshalb berechtigt, weil der gewerbliche Verbrauch die Anlagen des Werkes durch den meist gleich bleibenden, lang andauernden Verbrauch viel stärker ausnützt als der Hausgebrauch, und weil jedes Werk ein Interesse daran hat, die gewerblichen Abnehmer tunlichst davon abzuhalten, sich ihr Wasser durch eigene Pumpenanlagen zu beschaffen.

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Kanalisation.

Von

Stadtbaurat a. D. Theodor Koehn, Berlin.

I. Vorarbeiten.

A. Allgemeines.

In einem mit Höhenlinien versehenen Übersichtsplane (Maßstab 1 : 10 000 bis 1 : 20 000) ist zunächst das Entwässerungsgebiet unter Berücksichtigung der natürlichen Wasserscheiden zu begrenzen. Die vorhandene Bebauung ist unterschiedlich nach ihrer Dichtigkeit durch verschiedene Farben zu kennzeichnen und für die zukünftige Bebauung sind Annahmen zu machen. Letztere haben sich zu stützen sowohl auf die voraussichtliche Bevölkerungszunahme als auch auf die Bebauungsart, welche nach den bestehenden oder zu erlassenden Bauordnungen zu erwarten ist. Um die zukünftige Bevölkerungszunahme zu ermitteln, ist es am besten, die tatsächliche in den letzten 15—20 Jahren in einem Schaubilde darzustellen und den Zuwachs für die nächsten 20—30 Jahre durch entsprechende Verlängerung der Zuwachskurve darzustellen. Bei dieser Ermittlung sind besondere Umstände, wie z. B. die Anlegung neuer Verkehrswege, die voraussichtliche Beschaffung billiger Energie für Beleuchtung und motorische Zwecke, die Beseitigung von Bebauungshindernissen wie Festungsrayons usw., zu berücksichtigen. Die Annahme eines regelmäßigen jährlichen Anwachsens der Bewohner um eine bestimmte Vonhundertzahl (a) nach der Formel der Zinseszinsrechnung

E₁ = E (l + —)” ¹ \ 100/

führt leicht zu Trugschlüssen, weil mit wachsender Bevölkerung die Vonhundert -zahl der jährlichen Vermehrung abzunehmen pflegt, wenn auch die jährliche Zunahme selbst von Jahr zu Jahr wächst. Da sich ein Kapital in ca. 17*7 Jahren bei Zurücklegung von 4% auf Zinseszins verdoppelt, so wird auch durch einen wirtschaftlichen Vergleich nachzuweisen sein, daß nicht unnötige Kapitalien zu früh in die Erde gebaut werden, wenn der Möglichkeit, in späterer Zeit die Anlage zu ergänzen, nicht wesentliche andere Nachteile gegenüberstehen.

Entscheidung ist dann zu treffen über die Wahl des Systems, ob Schwemmkanalisation oder ein anderes System (S. 1611 u. 1645)» über die Art der Reinigung der Abwässer (S. 1647 u. ff.) und die Örtlichkeit der Reinigungsanlage. Von besonderer Wichtigkeit ist sowohl in bezug auf die gesundheitlichen Einwirkungen, welche sich durch die Entwässerungsanlage erzielen lassen, als auch in bezug auf die Anlagekosten, die Kenntnis des Grundwasserstandes. Deshalb ist da, wo derselbe nicht genügend bekannt ist, eine so große Anzahl von Bohrlöchern zur Beobachtung des Grundwasserstandes anzulegen, daß die Höhenlage des Grundwasserspiegels und seine Schwankungen bei den verschiedenen Fluß-wasserständen (vgl. S. 1526) und die ungefähre Richtung des Gr und wasserstromes erkannt werden können. Bei Neuanlagen von Straßen sollten die Straßenkronen möglichst so gelegt werden, daß sie mindestens 1,30 m über dem höchsten Grundwasserspiegel liegen. Es ist schließlich unbedingt nötig, die Wasserstände und die Wasserführung des Flusses, in welchen die Vorflut zu nehmen ist, für eine längere Reihe von Jahren zu kennen. Auch die Beschaffenheit des Flußwassers ist durch Analysen festzustellen fS. 1648), um ermessen zu können, ob und inwieweit es möglich ist, die Abwässer ungereinigt in den Fluß abzulassen. Die Feststellung der Beschaffenheit des Flußwassers ist auch deshalb nötig, um einwandfrei die Wirkung der ausgeführten Entwässerung auf den Fluß im Vergleich zu dem früheren Zustande feststellen zu können.

B. Die Bestimmung der abzuführenden Wassermengen für die Querschnittsberechnung der Kanäle.

Hierbei ist Brauchwasser und Regenwasser zu unterscheiden. Das Brauchwasser setzt sich zusammen aus dem Wasser für öftentliche und häusliche Zwecke und aus dem Wasser für gewerbliche Zwecke. Die Menge des für ersteren Zweck pro ha verbrauchten Wassers hängt im wesentlichen von den Selbstkosten der Reinwasserverteilung, von dem Wohlstand und der Steuer-kraft der Bevölkerung ab, welche den Aufwand für öffentliche Zwecke beeinflussen. Der Verbrauch für häusliche Zwecke pro ha hängt gleichfalls von den genannten beiden Umständen, ferner natürlich von dem Tarif und schließlich von der Dichtigkeit der Bebauung und Bewohnung ab. Die Menge des für gewerbliche Zwecke verwendeten Wassers hängt von der Größe und Art der gewerblichen und industriellen Anlagen ab, deren Wasser in die Entwässerungsleitungen aufgenommen werden soll. Im allgemeinen kann man für größere Städte eine Wohndichtigkeit von 250 Menschen auf 1 ha schon als dicht, eine solche von unter 125 Menschen auf 1 ha als weiträumig bezeichnen. Im Weichbild von Berlin weisen allerdings einige Bezirke des Nordens Wohndichtigkeiten über 800 Menschen auf 1 ha auf, während die durchschnittliche Dichtigkeit etwa auf 325 und diejenige in den westlichen Bezirken auf 100 und darunter fällt.

Über den Wasserverbrauch pro Kopf der Bevölkerung vgl. S. 1515* Für deutsche Verhältnisse wird eine durchschnittliche in die Kanäle gelangende Gebrauchs wassermenge für öffentliche und häusliche Zwecke von 1001 pro Kopf und Tag weitgehenden Ansprüchen meistens genügen, wenn der Wasserverbrauch für gewerbliche Zwecke besonders ermittelt wird. Als Durchschnittsziffer für den letzteren werden je nach der Art der vorhandenen größeren gewerblichen und industriellen Anlagen Zuschläge von 20—40 1 pro Kopf als ausreichend zu erachten sein, wenn Fabrikanlagen mit außergewöhnlich großem Wasserverbrauch noch\ außerdem bei der Berechnung der einzelnen Kanäle besonders berücksichtigt werden. Sehr oft ist es ratsam, gewerbliches Wasser von der Reinheit, vie es z. B. Kondensationsmaschinen liefern, nach vorheriger Abkühlung auf 30—40° unter Benutzung von alten Leitungen oder durch Verlegung besonderer Leitungen direkt in den Flußlauf zu führen, damit diese Wassermengen den Pumpenbetrieb und die Reinigungsanlagen nicht unnötig belasten.

Das Brauchwasser fließt während der 24 Stunden des Tages ungleichmäßig ab. Meistens zeigen sich in den Tageskurven morgens, mittags und abends kleinere Flutwellen, während der Nacht abfluß hinter dem durchschnittlichen Tagesabfluß erheblich zurückbleibt. Als größte Stundenwassermenge des Brauchwassers kann man 10% des mittleren Tagesabflusses annehmen, wonach sich dann die 1/sek/ha, welche für die Berechnung der Kanäle zu beachten sind, leicht ermitteln lassen. Also wenn die Dichtigkeit 252 Einwohner/ha ist, die tägliche Gebrauchswassermenge 100 1/Kopf, so wäre die größte sekundliche Gebrauchs-252 -100-10 100 • 3600

= 0,7 1/sek/ha .

wassermenge

Die Größe der sekundlich abzuführenden Regenwassermenge hängt von der Stärke und Dauer der Sturzregen, der Befestigungsart der Straßen, Höfe, Gärten und Dächer und von der Neigung der zu entwässernden Oberfläche ab. Stärke und Dauer der Sturzregen kann man für die vorliegenden Zwecke als in einem Abhängigkeitsverhältnis stehend annehmen.

Frühling¹) gibt als Versuch zur Kennzeichnung dieses Verhältnisses die Formel

t, =

8000 H , 0,1 H

fr

\qr

o)

an, in welcher tr die Dauer des Regens in Minuten, H die jährliche Regenhöhe in mm, qr die sekundliche auf 1 ha fallende Regenmenge in 1 bedeuten. Hiernach ergibt sich für H — 600 mm :

100 115011251100 I 90 I 80 I 70 I 60 I 50 I 45 I 40 I 35 I 30 I 25 I 20 !    15 1/sek/ha

Il J 131 14] 18 | 20 I 23 I 29 I 38 I 55 | 70 | 94 1130 1197 | 329 | 622 | 1446 Min.

Bei kleineren Regenmengen als 151/sek/ha wird man die Dauer des Regens bei Berechnung der Kanäle nicht mehr berücksichtigen, so daß es nichts verschlägt, daß die Formel für kleinere Werte nicht mehr verwendbar ist.

Ein Sturzregen hat in der Regel ein Zentrum, in welchem die größte Regen-höhe fällt und von dem aus die Regenhöhe nach der Peripherie abnimmt. Für ein Entwässerungsgebiet wird ein Sturzregen am meisten Wasser in die Kanäle liefern, wenn sein Zentrum sich in der Mitte des Gebietes befindet. Frühling²) nimmt an, daß sich in einem Abstande von 3000 m vom Mittelpunkt einer kreisförmig gedachten Niederschlagsfläche die Regenhöhe auf die Hälfte der größten im Mittelpunkt vermindert, und zwar nicht geradlinig, sondern nach einer Parabel, deren Scheitel im Mittelpunkt liegt. Bei einer Kanallänge l wird also der Scheitel bei 1/2 anzunehmen sein. Das Verhältnis derjenigen Regenmenge, welche fallen würde, wenn überall die Höchsthöhe des Mittelpunktes fiele, die körperliche Figur der Regenhöhe also ein Zylinder wäre, zu der tatsächlichen Regenmenge nennt Frühling den Regenbeiwert (p und berechnet denselben aus

(2)

<f = -i — 0,005 • fl ,

wenn l in m die Entfernung des zu berechnenden Kanalquerschnitts von dem oberen Ende des Kanals in der Luftlinie gemessen bezeichnet.

Man erhält dann für

l = 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000 1500 2000 2500 3000)3500 4000 m

den Regenbeiwert (p zu 0,95 0,93 0,91 0,90 0,89 0,88 0,87 0,86 0,85 0,84 0,81 0,78 0,75 0,731 0,70 0,68

Ist also z. B. die Entfernung l = 800 m und die größte sekundliche Regenmenge zu 1001/sek/ha angenommen, so kommen für den betreffenden Kanalquerschnitt nur 0,86 • 100 — 861/sek/ha in Rechnung.

Von dem gefallenen Regen wird ein Teil durch Unebenheiten und Versickerung zurückgehalten. Die Größe dieses Bruchteils hängt von der Befestigungs-

*) Handb. d. Ing.-Wissensch. Teil III: Der Wasserbau. 4. Bd, S. 20, 1903-a) Handb. d. Ing.-Wissensch. Teil III: Der Wasserbau. 4. Bd., S. 23, 1903.

art und der Neigung der Oberfläche ab. Es ist ferner zu berücksichtigen, daß in der Regel einem Sturzregen schwächere Regen vorangehen und deshalb die betroffenen Flächen bereits stark durchfeuchtet sind, so daß Abzüge für Verdunstung nicht mehr in Betracht kommen. Der Versickerungsbeiwert xp wird meistens angenommen:

Für Metalldächer, glasierte Pfannen- und Schieferdächer zu xp = 0,95

xp =s 0,9 xp — 0,5 —0,7 xp = 0,85—0,9 xp = 0,8 —0,85 V = 0,5 —0,7 xp = 0,4 —0,5 </; = 0,25—0,45 xp = 0,15—0,30

Gewöhnliche Pfannen- und Pappdächer.......

Holzzementdächer, je nach Art der Herstellung . . .

Asphaltdächer und dicht abgedeckte Bürgersteige . .

Fugendichtes Pflaster aus Stein oder Holz.....

Reihenpflaster mit nicht gedichteten Fugen ....

Kopfstein-, Rundstein- und Mosaikpflaster.....

Chausseen....................

Kieswege....................

Da der Versickerungsbeiwert mit der Höherwertigkeit der Befestigungsart wächst, und da sich die Befestigungsart allmählich zu verbessern pflegt, da ferner im Kern der Stadt unbebaute Flächen und Gärten auf den Privatgrundstücken mehr und mehr zu verschwinden pflegen, während sie nach außen einen wachsenden Anteil an der Gesamtfläche ausmachen, so schätzt man auch wohl den Versickerungsbeiwert nach folgender Tabelle:

1. Für den alten dichtbebauten Kern der Stadt

2.

xp = 0,7 —0,9

3.

4.

5-

6.

für die anschließenden Viertel, sowie für die Stadtteile

mit geschlossener Bebauung............

die Stadtviertel mit offener Bebauung.......

Übungsplätze, die unbebauten Flächen der Bahnhöfe usw. xp — 0,1 —0,3 Anlagen, Gartenflächen, sowie die nach dem Stadtgebiet entwässernden Äcker, je nach Gefälle und Beschaffenheit des Untergrundes ..............

die nach dem Stadtgebiet entwässernden Waldflächen desgleichen....................

xp = 0,5 —0,7 xp = 0,25—0,5

xp = 0,05—0,25

xp — 0,01 —0,20

Bürkli¹) hat unter Annahme eines größten Regenfalls von 701/sek/ha oder 25,2 mm in der Stunde einen Versickerungsbeiwert xp von 0,5 angenommen und die von der Neigung des Terrains abhängige Verzögerung des Abflusses

⁴/g

= y — ausgedrückt, worin G das Gefälle in m auf 1000 m und F die

Fläche in ha bedeuten. Die für die Querschnittsberechnung der Kanäle in Betracht zu ziehende Wassermenge für die Flächeneinheit ergibt sich danach

n-

wenn qr die für den betrachteten Querschnitt

allgemein zu A = 0,5 • qr ’

in Betracht kommende größte Regenmenge in 1/sek/ha bedeutet. Nimmt man G = 1 an, so wird

xp - q r

= V • <Pl • ?r •

(3)

Es wird für

F = i der Beiwert

ç>!=—= 0,56

10

20

40

80

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000 ha

0,47

0,40

0,36

0,33

0,32

0,27

0,24

0,22

0,21

0,202

0,194

0,188

0,182

0,178

VF

!) Bürkli - Ziegler, Größte Abflußmengen bei städtischeii Abzugskanälen. Zürich 1880,

Brix¹) schlägt für stärker geneigte Flächen die allgemeine Formel

V • Ir

vor, weil die Bürklische Formel bei starker Neigung der Oberfläche zu kleine Werte gibt.

Es wird für

10

20

40

80

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000 ha

<^ = ^- = 0,68 0,61 0,54 0,51 0,48 0,46 0,41 0,39 0,37 0,36 0,344 0,335 0,328 0,322 0,317

Vf

Tafel angenommener Regenwasserabflußmengen = yj • (pt • qp • qr.

1 mm/stündl. Regenfall = 2,781/sek/ha, 1 mm/Min. Regenfall = l60,7l/sek/ha, 1 1/sek/ha — 0,006 mm/Min.

Stadt

Art der Bebauung

1/sek/ha oberhalb des Notauslasses

Bemerkungen

Berlin

Charlottenburg

Bingen

Freiburg i. Br.

Dichte Bebauung Bebauung mit großen Gärten Neuere Entwürfe Dichte Bebauung

21,2!)

10,6

bis 52

22

Mannheim

Posen

Wiesbaden

Geschlossene Bebauung Offene Bebauung Neuere Ausführungen Dichte Bebauung Vorstadt Außengebiet

Dichte Bebauung Weitere Bebauung Villenviertel Freies Feld Wald

<Pi • 73 <p, • 40—50 cp₁ • 20 (p₁ • 108

^•84 9V 63 <Pi -42 <Pi ' 50 9V73 <Pi ■ 54 9>i • 36

9>i '26

<Pi ■ 43

0 Bei neueren Entwürfen sind höhere Zahlen angenommen und die Verzögerung ist berücksichtigt.

Die Formeln (3) und (4), welche den Einfluß der Flächengröße bei durchschnittlicher Neigung derselben auf die Verzögerung ausdrücken, sind mehr oder weniger willkürlich.

Frühling²) hat deshalb zur Ermittlung der Verzögerung des Abflusses in den Kanälen, soweit sie auf die Querschnittsberechnung von Einfluß ist, folgende Überlegung angestellt:

Wenn man die Zeit, welche von Beginn eines Sturzregens bis zum Eintritt des ersten Regenwassers in den Kanal vergeht, vernachlässigt, so beträgt die Zeit in Sekunden, bis das letzte in den Kanal gelangte Wasser eine Kanal-

l

länge / in m durchlaufen hat, T — tr -f- — , worin v die Geschwindigkeit des

v

Wassers im Kanal in m/sek, tr die Dauer des Sturzregens in sek bedeuten. Wenn also z. B. bei v = 0,8 m/sek, tr = 600sek und l — 240 m sind, so beträgt die Dauer

!) Bekämpfung der Infektionskrankheiten, herausgegeben von Behring. Hygienischer Teil bearbeitet von Brix. Leipzig 1894, S. 273.

²) Frühling, Handb. d. Ing.-Wissensch. Teil III: Wasserbau. 4. Bd. Entwässerung der

Städte, 1903, S. 7.

240

des Abflusses im Kanal T = 600 +

—_ = 900 sek , d. h. l^mal soviel wie die

0,8

Regendauer. Ist nun — > tr oder l > v tr, so kann der Fall nicht eintreten, v

daß die rechnungsmäßige, sekundliche, größte Abflußmenge = q F der auf die ganze Kanallänge l entfallenden Fläche F gleichzeitig durch das untere Ende des Kanals tritt, sondern es kommt fiir die Querschnittsberechnung nur

l

eine kleinere Gesamtwassermenge = q • / in Betracht. Ist aber — tr, so

i.

-0Î*

Iß

v₁ t-r

Wmm

Fig. 1.

b-*

7>

Vtr

-■T

Fig. 4.

Fig. 3.

Fig. 2.

spielt die Verzögerung für die Berechnung des Kanalquerschnitts keine Rolle. Da tr bei sehr heftigen Sturzregen von 901/sek/ha und mehr nach den Angaben (S. 1604) <^20 Minuten = 1200 sek angenommen werden darf, so braucht bei v = 0,7 m/sek/ha im Durchschnitt für die oberen Kanalstrecken bis zu 840 m Länge die Verzögerung nicht berücksichtigt zu werden, sondern ihre Berücksichtigung ist nur für die Kanalstrecken innerhalb der von A , B, C, D begrenzten, schraffierten Fläche Fig. 1 nötig. Nimmt man zur Veranschaulichung des Prinzips der Einfachheit halber ein rechteckig begrenztes Entwässerungsgebiet DEHG von der Breite b an, so ist die Gesamt-fläche F = b • /. Bei Beginn des Regens wird (Fig. 2) an den Punkt B des Kanals nur das Wasser aus seiner unmittelbaren Umgebung gelangen, und zwar von einer Fläche, welche bei gleichmäßiger Geschwindigkeit v in allen Leitungen einem rechtwinkligen Dreieck entspricht. Beim Auf hören des Sturzregens hat die Fläche, de- q ren Wasser gleichzeitig durch B tritt, die größte Länge — v tr (Fig. 3), der Zufluß hört zunächst wieder in der Nähe von B auf und das Gebiet, welches kein Wasser mehr liefert wird ebenfalls die Form eines sich allmählich vergrößernden, recht-winkligenDreiecks haben, während die Spitze der im G obigen Sinne verstandenen Abflußfigur weiter nach oben rückt. Die Figur erreicht ihren Größtwert /, wenn das dreieckige Gebiet,

-- erreicht hat (Fig. 4), und bleibt

2

welches kein Wasser mehr liefert, die Höhe

nun

konstant, so lange, bis der Punkt C den Punkt A (die Grenze des Entwässerungsgebietes) erreicht hat. Von da ab nimmt die Fläche wieder allmählich ab

Der Verzögerungsbeiwert opx ist demnach =

und mit diesem Beiwert ist die

Wassermenge qr • F zu multiplizieren, um die wirkliche größte Abflußmenge bei B zu erhalten. Der Verzögerungsbeiwert hat also so lange eine Bedeutung für die Querschnittsberechnung, als f < F ist. Da nun / von der Größe v • tr abhängt, so ist es möglich, daß ein schwächerer Regen, der länger dauert, eine größere Belastung des Kanals bei B liefert als ein starker Regen von kürzerer Dauer.

Beispiel: Unter Annahme der rechteckigen Form des Abflußgebietes ist f = b»v»tr\ F = b • l; also für l = 3600 m, v = 0,7 m/sek und tr = 1200 sek würde

/    1200 - 0,7

⁹¹ ~~F~ 36ÖÖ

Wäre tr = 5143 sek, so würde vtr 00 36OO und die Verzögerung würde auf die Querschnittsberechnung keinen Einfluß mehr haben. Nach der Tabelle S. 1604 kommt der Fallzeit tr = 20 Min. ein Regen qr von 901/sek/ha und der Fallzeit von 93 Min. eine Regenmenge von qr - 401/sek/ha Im ersten Falle ist also die Abflußmenge q auf 1 ha =

1200-90

0,233 .

zu.

0,7-

im zweiten Falle

3600

. yj. rp — 21,00 • yj • cp 1/sek/ha ;

0,7-

5580-40

— = 43,40 • ip • cp 1/sek/ha .

3600

Da aber 0,7 • 5580 > 3600 ist, so findet keine Verzögerung mehr statt, es wird also <px = 1 und die Abflußmenge = 40 • yj • cp . Die sekundliche Abflußmenge ist also trotz des weniger als halb so starken Regens fast um das Doppelte gestiegen.

Bei unregelmäßig gestalteten Flächen wird man zur Auffindung der Fläche /

\F_

K\

die Gegend des Entwässerungsgebietes eines Hauptsammlers aufzusuchen haben, in welcher es seine größte Breitenausdehnung erreicht (Fig. 5)- Die Länge HD wird = v tr. Die übrigen Punkte ergeben sich aus GD = GE, K D — KF, KH — KL, MH = MJ, CD = CB usw.

M.

v\

Cffmaac

.i

Abflußdauer -    + — - -

Fig. 5.

Fig. 6.

Sind die Geschwindigkeiten der Zweigkanäle größer als die des Hauptkanals, so müssen die Strecken.CB, GE usw. entsprechend verkürzt, sind sie kleiner, entsprechend vergrößert werden. Bleibt das Gefälle vpn H bis A (Fig. 5) das gleiche, so kann der Querschnitt des Kanals auch der gleiche bleiben, denn nach den obigen Erläuterungen kann eine größere gleichzeitige Abflußfigur als bei H, d. h. als die schraffierte, für die unterhalb liegende Kanalstrecke nicht in Wirksamkeit treten. Hierbei ist allerdings vorausgesetzt, daß der Sturzregen gleichzeitig auf dem ganzen Gebiete beginnt und auf hört. Der Verlauf der Flut bei H wird etwa durch ein Schaubild wie Fig. 6 dargestellt werden können.

Wenn in einem Entwässerungsgebiete verschiedenartige Bebauungen Vorkommen, so daß verschiedene Abflußmengen für die einzelnen Flächen in Frage kommen, so braucht die Abflußfigur, von welcher die größte gleichzeitige Wasser-

menge in den Kanal gelangt, nicht mit /max nach Fig. 5 übereinzustimmen. Bei solcher Sachlage ist das richtige Resultat nicht durch eine einzige Rechnung zu erhalten, sondern man muß durch Vergleichsrechnungen die ungünstigste Abflußfigur ermitteln.

Neuerdings ist dieses Verfahren von K. Meier¹), Hecker, Kayser, Heyd, Vicani²) u. a. weiter ausgebildet durch die Konstruktion von zusammenhängenden Verzögerungsplänen, die durch Aufträgen der Abflußmengen als Ordinaten zu den Abflußzeiten als Abszissen entstehen (Fig. 7). Nach den obigen Ausführungen wird im Anfänge eines Sturzregens von der Dauer tr am unteren Ende eines Kanales von der Länge l die Regenwassermenge 0 fließen. A

Nach Verlauf der Zeit ti =

v

am oberen Ende der Leitung fallende Regenmenge den unteren Durchflußquerschnitt (Fig. 7) erreichen und die sekundliche Wassermenge in demselben damit ihren Größtwert qm3LX = yj • <p • qr • F erreicht haben, der erhalten bleibt, bis nach der Zeit tr die unterste Strecke keinen Beitrag mehr liefert (vgl. auch Fig. 4). Nach der Zeit

T = tr + -^tr + tl ist

v

die Wassermenge wieder auf 0 herabgesunken, man die Zunahme der Wassermengen während der Zeiten 0 bis tx bzw. die Abnahme zwischen tr bis T als geradlinig an, so läßt sich die Flutkurve für ein einfaches Kanalstück als ein Parallelogramm darstellen, wenn man für qr, tr und v entsprechende Annahmen macht. Für ein ganzes Kanalnetz (Fig. 8) ergibt sich nunmehr der „Verzögerungsplan“ durch Untereinandertragen der Flutkurven der einzelnen

wird auch die

Nimmt

BZL

-----

w*,

ft-----+"tfi-----=*1

Fig. 7.

®v

jnr

<2>

Fig. 8.

K-*»“

------tr------H

' jjjpu^

^ttttTTÏÏÏÏTTT

<---^9 - -    ’

ü:

-J

t?\

*1

] tio

ft-

----tv-------->l<-    >~H--tg

t'

~wtg - ->ft ----i/i—-H

Fig. 9.

Teilstrecken (Fig. 9), wobei zweckmäßig mit der höchst gelegenen Strecke begonnen wird. Hierbei ist zu beachten, daß die Anfangsspitzen der Flutflächen

²) Technisches Gemeindeblatt 1907, S. 33«

i) Hütte 1909, HI, S. 242.

zweier in einem Knotenpunkte zusammenstoßenden Leitungen senkrecht untereinander liegen müssen (vgl. in Fig. 9 Fläche 1 und 2, 3 und 4 usw.). Die Flutfläche einer zwischen zwei Knotenpunkten liegenden Strecke ist dagegen um

l    l

das Stück tn — — nach links zu verschieben, z. B. Fläche 3 um das Stück tz = —³ .

In Fig. 9 ist der Verzögerungsplan bis zum Punkte VI fortgeführt. Um nun z. B. die den Querschnitt VI nach einer beliebigen Zeit t' nach Beginn des Regens durchfließende Wassermenge zu bestimmen, trägt man t' von Ordinate VI aus nach rechts ab und errichtet in dem gefundenen Punkte eine Senkrechte. Die Summe der in der schraffierten Fläche liegenden Abschnitte dieser Senkrechten gibt dann die gesuchte Wassermenge. Die größte auf diese Weise aus dem Verzögerungsplane abzugreifende Wassermenge ist der Berechnung des Kanalquerschnittes VI zugrunde zu legen. Sie ist am leichtesten zu ermitteln, wenn man die Anlaufspitzen der einzelnen Flutflächen der Fig. 9 nach unten und die Ablaufspitzen nach oben klappt. Aus der so entstandenen Fig. 10 würde sich

„

Hl»l

Wmmm

\TT

|2F" jZZT ]ZT [T *    ^

VA

\p Zeiten t

Fig. io.

— tT------M

z. B. ergeben, daß die größte der Berechnung zugrunde zu legende Wassermenge sowohl für Querschnitt VI wie V gleich LN ist. Durch die Verzögerung wird mithin in Querschnitt VI die Wassermenge um MP — LN vermindert, in Querschnitt V um MO—LN¹). Im Querschnitt IV ist dagegen der Einfluß der Verzögerung nur noch ganz minimal. Nachdem auf Grund der Verzögerungspläne die Kanalquerschnitte vorläufig ermittelt sind, ist nunmehr nachzuprüfen, ob die angenommenen Wassergeschwindigkeiten angenähert richtig gewählt sind. Bei zu großem Unterschied zwischen angenommener und berechneter Geschwindigkeit ist das ganze Verfahren zu wiederholen, denn mit wachsender Abflußgeschwindigkeit nimmt der Einfluß der Verzögerung ab, mit abnehmender dagegen zu.

Bei den bisherigen Betrachtungen wurde angenommen, daß v während der Abflußdauer stets denselben Wert behält. Das ist natürlich in Wirklichkeit nicht der Fall, denn wenn z. B. die Kanäle bei Beginn des Regens nur mit der Gebrauchswassermenge gefüllt sind, so ist die Geschwindigkeit bei Beginn des Abflusses wesentlich geringer. Sie wächst dann allmählich und wird in der Regel vor Eintritt der vollen Füllung größere Werte als bei dieser annehmen (S. 1623). Die Geschwindigkeit fällt beim Nachlassen des Regens nach dem Größtwert wieder auf einen dem Anfangswert ähnlichen zurück. Die Verzögerung würde also im Durchschnitt größer, also q>t kleiner sein als das berechnete. Weil aber oft den Sturzregen starke Niederschläge vorangehen, so werden in solchem Falle die Kanäle mindestens etwa bis zum Drittel ihrer Höhe gefüllt sein. Bei dieser

LN

LN

q Es ist also für VI cpx -    - - und für V cpx = —.

Füllung beträgt die Geschwindigkeit bei gleichem Spiegelgefälle sowohl für das Kreisprofil als auch für das Eiprofil das rund 0,8 fache derjenigen bei ganzer Füllung (S. 1623). Bei wachsendem Zufluß wird aber das Wasserspiegelgefälle größer. Soweit dadurch die Geschwindigkeit bei voller Füllung nicht erreicht wird, würde also der Zeitpunkt, in welchem die maximale Füllung eintritt, etwas hinausgeschoben werden. Bei kurzen, heftigen Sturzregen kann dadurch (px verkleinert werden, also in der Vernachlässigung des gedachten Gesichtspunktes eine Reserve liegen.

In der Praxis wird man in der Regel zunächst das Kanalnetz mit einem durchschnittlichen Werte von q¹) durchrechnen und dann feststellen, welcher größte Sturzregen noch unter Berücksichtigung der Verzögerung nach Frühling abgeführt werden kann. Hiernach läßt sich dann am besten beurteilen, ob und inwieweit man zur Kostenersparnis noch Einschränkungen an den ermittelten Profilen vornehmen kann.

C. Wahl des Systems.

Abgesehen von den Entwässerungen nach Shone, Berlier und Lier nur (S.    1645) ist zu entscheiden zwischen Schwemmkanalisation und

Trennsystem.

Bei der Schwemmkanalisation werden sowohl die Regenwässer als auch die Gebrauchswässer in ein und dasselbe Netz geleitet. Da es in der Regel wegen der Größe der rechnungsmäßigen Gesamtwassermenge mit wirtschaftlichen Mitteln nicht möglich ist, dieselbe in einem geschlossenen Kanal bis zur Ausmündungsstelle bzw. bis zur Pumpstation zu führen, so werden an geeigneten Stellen Regenauslässe (Notauslässe) angelegt, welche etwa neun Zehntel der gleichzeitigen Gesamtwassermenge den öffentlichen Wasserläufen auf kürzestem Wege zuführen. Bei dem Trennsystem dagegen werden die Brauchwässer und Regenwässer in zwei verschiedenen Leitungssystemen zur Abführung gebracht. Da das sekundlich abzuführende Regenwasser ein Vielfaches der sekundlichen Hauswassermengen bildet, so kleine Querschnitte aber, wie sie an sich für das Gebrauchswasser genügten²), wegen der Gefahr des Verstopfens nicht zulässig sind, so müssen im allgemeinen für ein und dasselbe Entwässerungsgebiet die Anlagekosten einer Schwemmkanalisation billiger werden als die des Trennsystems. wenn in beiden Fällen das Regenwasser unterirdisch abgeführt werden muß. Auch die Betriebskosten für das Leitungsnetz werden im allgemeinen beim Trennsystem erheblich teurer, weil die Unterhaltung und Spülung zweier Leitungsnetze mehr Kosten verursacht als die eines einzigen. Der Pumpenbetrieb wird dagegen beim Schwemmsystem durch den Anteil am Regenwasser belastet, der nicht aus den Regenauslässen abfließt. Aber die Mehrkosten für den Pumpenbetrieb sind im allgemeinen erheblich kleiner als die Kosten für Verzinsung und Tilgung der größeren Anlagekosten beim Trennsystem, was der nachstehende Rechnungsüberschlag verdeutlichen möge.

Nimmt man 250 Einwohner auf 1 ha an und 1001 pro Kopf und Tag oder 36,5 cbm pro Kopf und Jahr, so sind von 1 ha im Jahre 9125 cbm Hauswasser abzupumpen. An Regen fällt in Berün durchschnittlich an 165 Regentagen 5—600 mm. Hiervon wird bei großstädtischer Bebauung höchstens 40% an die Pumpen gelangen, der Rest aber durch Versickerung, Verdunstung

und durch Regenauslässe abfließen, so daß auf 1 ha etwa

= 2200 cbm

0,550 • 10000 - 40

100

Regenwasser pro Jahr oder ca. 24% der Hauswassermenge zu pumpen wären, oder bei 250 Ein-

wohnern pro Kopf und J ahr 8,8 cbm, oder

= rund 24—25 1 pro Tag und Kopf. In

2200 • 1000

250 • 365

Berlin kostet der Pumpenbetrieb pro cbm etwa 1 Pf. Hiernach würden also an Pumpenkosten

b Vgl. die Tafel S. 1606.

²) Ein gefülltes Rohr von 10 cm Durchmesser kann stündlich bei 1 : 100 Gefälle bereits etwa 13,8 cbm abführen, d. h. etwa den stärksten Stundenverbrauch von 1380 Einwohnern.

für Regenwasser ca. 22 Mk. auf das ha und J ahr entfallen, wozu für Tilgung, Verzinsung und Unterhaltung der Mehrkosten für die Pumpenanlage noch etwa 10% von

= 40 Mk. = 81 „ zusammen 121 Mk.

rund 400 Mk.................................

und desgl. für die Druckrohrleitung 6% von rund 1350 Mk...........

+ 22

kommen

143 Mk.

Gesamtmehrkosten also für 1 ha. Für Pumpenanlage und Druckrohrleitung sind hierbei etwa Charlottenburger Verhältnisse zugrunde gelegt. Im Durchschnitt sind in den Radialsystemen I—VII in Berlin auf das ha 35,2 lfm gemauerte Kanäle und 143 lfm Tonrohrleitungen verlegt, zusammen 178 lfm. Hierin sind die Notauslässe eingeschlossen. Zieht man für die Notauslässe rund 5% der Gesamtleitungslänge ab, so bleiben noch rund 170 lfm. So viel würden durchschnittlich beim Trennsystem auch an Gebrauchswasserleitungen zu verlegen sein. Rechnet man mit einem durchschnittlichen Preis pro lfm. einschließlich der Revisionsschächte von nur etwa 25 Mk., so würden an Anlagekosten auf das ha 4250 Mk. entfallen, wovon jährlich für Verzinsung, Tilgung und Unterhaltung mindestens 5% oder 212,50 Mk. auszugeben wären. Die sich zugunsten des Schwemmsystems ergebende Differenz wird in den meisten Fällen auch durch die sich ergebenden Mehrkosten für die Reinigung der Regenabwässer nicht ausgeglichen. An Anlagekosten kommen ferner beim Trennsystem noch hinzu die Mehrkosten der Hausanschlüsse, welche bei großstädtischen Verhältnissen pro Grundstück etwa 100 Mk. betragen. In den Berliner Radialsystemen I—V und VII fallen durchschnittlich auf das ha 6,1 Grundstücke, so daß an Anlagekosten noch 610 Mk. hinzukämen, welche allerdings zum Teil nicht von der unternehmenden Stadt, sondern von den Hausbesitzern zu tragen sind¹).

Das Trennsystem kann billiger werden als das Schwemmsystem, wenn z. B. das Entwässerungsgebiet sich in geringer Ausdehnung an einem Flusse hinzieht und stark zum Flusse geneigt ist. Man kann dann einen großen Teil des Regenwassers noch oberirdisch abführen, wenn man die Nachteile der Durchführung des Regenwassers durch die Bürgersteige in Schlitzrinnen od. dgl. mit in den Kauf nehmen will. Zwei Rinnsteine von je 20 cm Tiefe können 2500 • ]// 1/sek abführen, also bei J — 1 : 100 etwa 2501/sek, was bei ca. 251/sek maximaler sekundlicher Regenabflußmenge für die Entwässerung von 10 ha genügt. Das Trennsystem kann auch billiger werden, wenn das Entwässerungsgebiet Wasserläufe oder Seen enthält, die allenfalls zur Aufnahme des Regenwassers, nicht aber zur Aufnahme von Wasser aus Notauslässen geeignet sind und ein größerer aufnahmefähiger Wasserlauf nur durch einen sehr langen und sehr großen Notauslaß erreicht werden kann. Dieser Fall liegt z. B. bei der Kolonie Grune-wald bei Berlin vor, wo die Einführung des Regenwassers in die kleinen Zierseen der Kolonie für zulässig erachtet wurde, die Spree unterhalb der Charlottenburger Schleuse aber nur auf einem einzigen, und zwar etwa 4 km langen, schwierigen Wege unter Benutzung eisenbahn-fiskalischen Terrains zu erreichen gewesen wäre.

Was den hygienischen Vergleich zwischen Schwemmsystem und Trennsystem betrifft, so ist zu beachten, daß das Gebrauchswasser aus den Regenauslässen in starker Verdünnung, welche je nach der Höhe der Überfallschwellen in weiten Grenzen schwanken kann, in die Wasserläufe gelangt und daß die Inanspruchnahme der Regenauslässe jährlich nur verhältnismäßig selten eintritt²).

Beim Trennsystem ist eine völlige Reinhaltung der Wasserläufe auch nicht möglich, weil das von den Straßen und Höfen abfließende Wasser gleichfalls stark verunreinigt ist. Die gröberen Beimischungen werden zwar in den Schlammfängen der Straßen und Hofeinläufe zurückgehalten, wenn eine ordnungsmäßige, häufige Reinigung stattfindet, die schwebenden und löslichen Bestandteile und die feineren Sinkstoffe gelangen dagegen mit in den Wasserlauf. Dabei kommt aber alles ablaufende Regenwasser mehr oder weniger verunreinigt in den Wasserlauf, während beim Schwemmsystem ein nicht unbeträchtlicher Teil zur Pumpstation gelangt und von dort den Reinigungsanlagen zugeführt werden kann. Der Keimgehalt des durch Straßen und Hofabschwemmung verunreinigten Regenwassers kann sehr beträchtlich sein je nach der Befestigungsart und der Verkehrsdichtigkeit der entwässerten Straßen und Höfe. Auch können krankheitserregende Keime mit abgeführt werden, die von dem Auswurfe kranker Personen und Tiere herrühren. Trotzdem darf angenommen werden, daß die Verunreinigung der Wasserläufe beim Schwemmsystem im allgemeinen größer ist als beim Trennsystem. Man kann übrigens auch beim Trennsystem Vorrichtungen schaffen, durch welche bei geringeren Regenfällen das Regenwasser in die Gebrauchswasserleitung geführt wird. Eine derartige Verbindung nach Fig. 11 ist von Bathmannin Manchester ausgeführt. Bei kleinerer Wassermenge legt sich der Wasserstrahl an die Wand bei O und geht in den Gebrauchs-

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Fig. 12.

Fig. 11.

wasserkanal G. Bei größerer Wasserführung nimmt der Wasserstrahl eine parabolische Gestalt an und fließt nach N aus. In ähnlicher Weise ist von Batlima nn und Parsons bei einem Teile der von ihnen ausgeführten Kanalisation von Buenos Aires verfahren (vgl. Fig. 12). Der Brauchwasserkanal ist durch Bodenschlitze mit dem Regenwasserkanal verbunden.

Nur durch eine sehr scharfe Kontrolle läßt es sich bei dem Trennsystem vermeiden, daß bei Ausführung der Hausanschlüsse nicht die Gebrauchswasserleitungen an das Regennetz und umgekehrt die Regenrohre an die Gebrauchswasserleitungen angeschlossen werden. Eine ausreichende Lüftung der Gebrauchswasserleitungen beim Trennsystem läßt sich durch die Gebrauchswasseranschlüsse erreichen, wenn diese ohne Wasserverschlüsse und Rückstauklappen im Hauptstrang ordnungsmäßig über Dach geführt werden. Bei der tiefen Lage, die man bei den getrennten Hauswasserleitungen unabhängig von den Wasserständen im Flußlaufe geben kann, sind Rückstauklappen in den Anschlußleitungen, welche die Lüftung verhindern könnten, unnötig. Wenn eine Stadt verhältnismäßig wenig über dem Flusse liegt und dieser sehr schwankende Wasserstände hat, so kann die Wahl des Trennsystems eine Notwendigkeit werden, denn unter solchen Umständen kann bei einer Schwemmkanalisation die Entwässerung der Keller zeitweise unmöglich werden. Durch das Trennsystem wird man dann für die Anschlußleitungen des Gebrauchswassers ganz vom Flußwasserstande unabhängig. Die Ausmündungen der Regenwasserleitungen beim Trennsystem ebenso wie die Regenüberfälle beim Schwemm -system lassen sich zwar durch Rückschlagklappen vor dem Eintritt des Flußwassers schützen, tritt aber während der hohen Wasserstände ein Regenfall ein, so kann das Wasser in den Leitungen erst dann in den Flußlauf austreten, wenn der Überdruck von innen die Rückstauklappe am Auslauf öffnet. Eine Überschwemmung infolge hoher Fluß wasserstände hat aber beim Trennsystem zweifellos weniger hygienische Nachteile als bei einer Schwemmkanalisation.

Ein wesentlicher Nachteil des Trennsystems ist, daß durch zwei Systeme von Leitungen ein größerer Raum des unterirdischen Straßengeländes eingenommen wird als bei dem einzigen System der Schwemmkanalisation, was bei der sich immer mehrenden Anzahl von unterirdischen Leitungen aller Art, die in den Straßen untergebracht werden müssen, von nicht zu unterschätzender Bedeutung ist.

Beispiele für die Verwendung des Trennsystems in Deutschland sind die Anlagen in Barmen, Homburg, Bromberg, Kulm, Insterburg, Steglitz, Grune-wald, Pankow, Tempelhof bei Berlin, Norderney, Zoppot, Landsberg a. W., Kolberg u. a.

D. Allgemeine Anordnung der Kanäle und Regenauslässe und die Berechnung ihrer Querschnitte.

Die Abführung des Regenwassers bei Sturzregen auf dem kürzesten Wege zum Flusse und die möglichst schnelle Hinausführung des Brauchwassers aus der Stadt sind die Hauptgesichtspunkte.

Bei Berücksichtigung derselben wird man auch meistens die besten Gefälle erzielen. Liegt die Stadt auf beiden Seiten eines Flusses und muß das Wasser einer Reinigungsanlage zugeführt werden, so wird zu prüfen sein, ob es technisch möglich und wirtschaftlich vorteilhafter ist, das Wasser mit einer Dükeranlage unter dem Fluß hindurchzuführen und nur eine Pumpstation anzulegen oder auf beiden Seiten des Flusses je eine Pumpstation zu errichten. Kleinere Stadtteile auf der gegenüberliegenden Seite eines Wasserlaufes werden, wenn für die Zuführung dés Gebrauchswassers durch Schwerkraft mittels eines Dükers das Gefälle nicht ausreicht, am besten durch eine Zwischenpumpstation auf dem kürzesten Wege an das Kanalnetz des Hauptsystems, und zwar am besten unterhalb eines Regenauslasses angeschlossen, wie es z. B. für den Charlottenburger Stadtteil zwischen Spree und Landwehrkanal geschehen ist (vgl. Fig. 13)¹)-Die Profile des Hauptsystems werden durch die Zuleitung des Trockenwetterabflusses aus dem Nebensystem wesentlich nur in ihrer Sohlenform und Höhenlage beeinflußt.

Ist der Fluß durch ein Wehr innerhalb der Stadt gestaut, so wird man danach trachten, den Hauptregenauslaß unterhalb des Wehres münden zu lassen. Die endgültige Anzahl der Entlastungsstellen durch Regenauslässe ergibt sich erst bei der genaueren Berechnung ; auch ist nur durch vergleichende Kostenanschläge festzustellen, ob es vorteilhafter ist, die Regenauslässe kürzer und dafür die Haupt-kanäle etwas länger zu machen oder umgekehrt. Hierbei ist zu beachten, daß man bei Entwässerungsgebieten, welche zum Teil noch unbebaut sind, die Regenauslässe je nach Bedarf später einbauen kann und dadurch an Zinsen spart, während man in der Regel die Hauptkanäle von vornherein mit anlegen muß. Um die Kanalprofile am untersten Ende nicht allzu groß anwachsen zu lassen, wird man bei sehr großen Entwässerungsgebieten das Gesamtgebiet in Systeme ein-teilen. In Berlin haben die einzelnen „Radialsysteme“ folgende Größen:

*) Th. Koeh n, Die Kanalisation von Charlottenburg. Berlin und seine Bauten, 1896, S. 362.

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Nr. I. 272,77 ha „ IL 349,23 „ „ III. 389,72 „ „ IV. 861,67 „ „ V. 807,80 „ „ VL 369,11 „

Nr. VII. 415,43 ha „ VIII. 732,24 „ „ IX. 526,32 „ X. 460,78 „ „ XII. 410,00 „

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o-o—0=0 Regen-ausîàsse —— Sammler

Fig. 13. Übersichtsplan des Systems I Charlottenburg.

Um die Länge der Anschlußleitungen möglichst abzukürzen, wird man in der Regel zwei Leitungsstränge in jeder Straße unterzubringen suchen, und zwar wenn möglich in der Nähe der Randsteine des Gehweges. Durch diese Lage entfernt man sich in der Regel bei tiefer Lage der Kanäle so weit von den Fundamenten der Häuser, daß sie beim Bau der Leitungen nicht mehr gefährdet sind, ferner werden die Anschlüsse der Straßenschächte möglichst kurz, was sowohl für den Bau als auch für den Betrieb wünschenswert ist, und schließlich braucht bei Hausanschlüssen das Pflaster des Fahrdammes nicht oder doch nur möglichst wenig aufgerissen zu werden. Bei Straßen von geringer Breite wird oft nichts anderes übrigbleiben, als eine Leitung in die Mitte der Straße zu verlegen. Die endgültige Herstellung der Fahrbahndecke kann dann aber erst erfolgen, wenn alle Anschlußleitungen hergestellt sind. Beim Trennsystem liegt die Lösung nahe, die beiden Kanäle übereinander zu legen. Solche Doppelleitungen aus Zementbeton werden seit einigen Jahren in Deutschland m Massenfabrikation hergestellt (Fig. 14) und sind z. B. in Bromberg und Insterburg verwendet. Die wasserdichte Verbindung der Stoßfuge in der Zwischendecke soll sich ohne Schwierigkeiten haben bewerkstelligen lassen. Um die Zugänglichkeit des unten liegenden Brauchwasserrohres zu ermöglichen, werden in den

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Fig. 14.

Fig. 15. Einsteigeschacht für Doppelkanäle in Bromberg.

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Fig. 16.

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Fig. IS a und b.

Fig. 17 a und b.

Revisionsschächten Öffnungen angelegt, welche mit einem gußeisernen Deckel verschlossen werden. Die Auflagerflächen dieser Deckel sind abgedreht und werden eingefettet gehalten. Ein Sicherheitsverschluß hält den Deckel in seiner Lage fest¹) (Fig. 15). Bei sehr festem Untergründe kann man die Brauchwasser-und Regenrohrleitungen auch in einer Baugrube nebeneinander legen, wie in Fig. 16, 17 a und b und 18 a und b angedeutet. Hierbei ist aber Voraussetzung,

i) Metzger, Mitteilungen über ausgeführte Trennkanalisationen. Techn. Gemeindebl. 1903, Nr. 21 u. 22.

daß die Brauchwasserleitung nicht ins Grundwasser kommt und daß der Boden die nötige Standfestigkeit hat, damit das Fundament der Regenwasserleitung nicht gelockert wird¹).

Da auf einem Gebiete wie z. B. demjenigen des Systems I von Charlottenburg von 613*1 ha Größe bei Annahme von nur 22,73 1/sek/ha größter sekundlicher Wassermenge unter Berücksichtigung aller Verzögerungen bereits im ganzen 13>97 cbm/sek am untersten Ende abzuführen sind, während der größte Trockenwetterabfluß nur etwa 0,0007 *613,1 =0,429 cbm/sek ausmacht, so ergibt sich von selbst, daß für die Schwemmkanalisation Entlastungsvorrichtungen unentbehrlich sind. Diese sind so zu entwerfen, daß bei dichter Bebauung und bei verhältnismäßig kleinen öffentlichen Wasserläufen etwa das Dreifache bis Fünffache des größten Trockenwetterabflusses durch die Pumpen bewältigt, der Rest durch die Notauslässe abgeführt werden kann. Naturgemäß werden die Regenüberfälle dort angelegt, wo sich der Hauptsammler dem Flußlaufe möglichst genähert hat und wo eine Zusammenführung von zwei oder mehreren größeren Leitungen statt-findet. Wie aus Fig. 13 ersichtlich, sind für den Hauptsammler des Systems I Charlottenburg im ganzen sechs große Regenauslässe vorgesehen. Außer den Regenauslässen am Hauptsammler sind für das Nebensystem am rechten Ufer des Landwehrkanals und für das Hauptsystem an einigen Nebenleitungen in den Uferstraßen an der Spree noch einige kleinere Regenauslässe entworfen. Will man die Regenauslässe bei kleinen Regen nicht in Wirksamkeit treten lassen und die Dauer ihrer Wirksamkeit abkürzen, so muß man die Uberfallschwellen so hoch legen, daß ein möglichst großer Teil der Profile des Sammlers (⁴/₅) geschlossen bleibt. Auf diese Weise muß man zwar lange Überfallschwellen bauen, man hat aber den Vorteil, daß das in die Regenauslässe entweichende Wasser stark verdünnt ist. Die Größe der Pumpenanlage wird durch die Anordnung hoch liegender Überfallschwellen nicht beeinflußt, wohl aber wird die Gesamtmenge des durch die Pumpen zu fördernden Wassers vergrößert. Der verstärkte Pumpenbetrieb muß dann zur Bewältigung des im Kanalnetz unterhalb der Überfallschwellen angesammelten Abwassers so lange anhalten, bis der Trockenwetter-Wasserspiegel wieder hergestellt ist. Die hierdurch hervorgerufenen größeren Betriebskosten der Pumpenanlage usw. spielen keine große Rolle. Bei Rieselfeldern und Klärbecken als Reinigungsmittel fallen auch die Mehrkosten für die Unterbringung des Mehr an Regenwasser im Jahresdurchschnitt nicht erheblich ins Gewicht. Wenn der unterste Regenauslaß außerhalb der bebauten Stadt mündet, hat es weniger Bedenken, die Überfallschwelle so tief zu legen, daß etwa nur ¹/₂ oder ¹/₃ des Stammkanalprofils geschlossen bleibt. Um aber hier die jeweilige Wasserführung des Flusses berücksichtigen zu können, empfiehlt es sich, über der festen Schwelle eine nach unten bewegliche Schütze anzubringen, so daß man die Überfallschwelle höher halten kann, wenn die Wasserführung des Flusses eine stärkere Verunreinigung mit wenig verdünntem Wasser bei einer Schwemmkanalisation bedenklich erscheinen läßt. Liegt die Schwelle des untersten Regenauslasses tief, so wird durch die höhere Lage der Überfallschwellen der oberen Regenauslässe die Gesamtpumpenleistung nur wenig beeinflußt, weil sich die gefüllten Leitungen allmählich über die unterste Überfallschwelle entleeren können. Hohe Überfallschwellen bei allen Regenauslässen haben den Nachteil, daß nach Auf hören der Wirksamkeit der Regenauslässe die Geschwindigkeit des Wassers, welche dann nur noch von der Pumpenarbeit abhängt, verhältnismäßig klein wird und daß sich daher Ablagerungen bilden, bis die Pumpen den Spiegel wieder so weit abgesenkt haben, daß eine Geschwindigkeit eintritt, welche weitere Ablagerung verhindert. Da ohnehin ein regelmäßiger Spüldienst erforderlich ist, so fällt dieser Nachteil nicht erheblich ins Gewicht.

102

ü In ähnlicher Weise sind die Leitungen in Barmen verlegt. Taschenbuch für Bauingenieure.

Bei der Planung eines Kanalnetzes wird man nach Festlegung der Stelle, wo der unterste Regenauslaß ausmünden soll, von dem höchsten Sommerwasserstand ausgehen, welcher für die Berechnung des Netzes zugrunde zu legen ist. Man hat nur auf diejenigen Hochwasserstände Rücksicht zu nehmen, welche in der Zeit Vorkommen können, in welcher Sturzregen zu erwarten sind. Nach Bestimmung der örtlichen Lage der Hauptsammler ergibt sich eine vorläufige Annahme für die Zahl der Notauslässe meist aus der Örtlichkeit von selbst. Hiernach wird man zunächst überschläglich berechnen, welche Wassermengen an die einzelnen Regenüberfälle heranzuführen und durch dieselben abzuführen sind. Unter Berücksichtigung der höchsten Sommerwasserstände an den einzelnen Ausmündungsstellen der Regenauslässe ergeben sich alsdann aus den Längen derselben, aus den durch die einzelnen Regenauslässe abzuführenden größten sekundlichen Wassermengen und den für die einzelnen Regenauslässe aus technischen und wirtschaftlichen Gründen zu wählenden Wasserspiegelgefällen die Höhen der Wasserspiegellinien an den Überfällen im Hauptsammler, wenn man vorläufige Annahmen für die Gef all Verluste an den Überfällen selbst macht. Hiernach würde etwa das in Fig. 19 skizzierte Schema des Hauptsammlers entstehen. Als höchster Punkt der Wasserspiegellinie eines Regenauslasses gilt die Krone der Überfallschwelle, wenn man einen vollkommenen Überfall haben will. Der unterste Notauslaß wird in der Regel am häufigsten und am frühesten in Wirksamkeit treten und am längsten in Wirksamkeit bleiben.

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Fig. 19.

Erwähnt sei noch, daß, wenn die Abwässer auf Rieselfeldern gereinigt werden, es oft Vorkommen kann, daß bei länger anhaltender Trockenheit der Trockenwetterabfluß für die Ernährung der Pflanzen auf dem Rieselfelde nicht ausreicht, und es deshalb erwünscht sein kann, aus dem Flusse den Pumpen Wasser zuzuleiten. Für diesen Fall können bewegliche Schützen an einem tiberfall oder ein Schieber gute Dienste tun.

Die Höhenlage der obersten Kanalstrecke unter dem Straßenpflaster ist bedingt durch das Erfordernis der Frostfreiheit und hängt ferner ab einmal von dem zur Abführung des Brauchwassers erforderlichen Sohlengefälle, zweitens von der Tiefenlage der Keller, welche noch entwässert werden sollen. Mit einer Tiefenlage der Wasserspiegellinie von 3,0 m unter Straßenpflaster wird man in der Lage sein, auch noch 2,0 m tiefe Keller, die immerhin schon zu den Ausnahmen gehören dürften, zu entwässern. Als kleinste Tiefe der Wasserspiegel-linie am obersten Netzende können 1—1,3 m unter Straßenkrone gelten. Wenn die Scheitel der Leitungen zwar tiefer als die Kellersohlen, mit Rücksicht auf die Flußwasserstände aber die Spiegellinien über den Scheiteln der Kanäle liegen (Fig. 20), so sind die Ausgüsse in den Kellerräumen über die Spiegellinie zu legen und außerdem die Hausanschlüsse mit Rückstauklappen, welche in eine Inspektionsgrube zu verlegen sind, zu versehen (vgl. Fig. 21). Bei der Feststellung des Sohle n gef alles ist zu beachten, daß der Gebrauchswasserabfluß sehr schwankend ist. Bei dem größten sekundlichen Trockenwetterabfluß sollte in kleinen Leitungen, wenn möglich, eine Geschwindigkeit von 0,4—0,6 m/sek

erzielt werden. Andererseits ist zu bedenken, daß bei kleinen Zuflüssen leicht die Wassertiefe so klein wird, daß die festen Stoffe an der Sohle schleifen und

_Linje_des_

Fig. 20.

das Wasser den festen Stoffen voraneilt, wenn das Gefälle zu groß wird. Für die Reinhaltung der Kanäle ist es aber von Wichtigkeit, daß die Leitungen möglichst selten ganz trocken laufen. Als zweckentsprechende Gefälle haben sich folgende durch die Erfahrung herausgestellt :

1.    für kreisförmige Hauswasserkanäle von 0,10—0,125 m Weite 1:15—1:30;

2.    für kreisförmige Hauswasser-    ! * r L... . cn

kanale von 0,15 m Weite 1 : 30 bis

F—»

S,

Kellersohle

kanäle

3* für kreisförmige Straßen -

Rohrweite bei Geschwindigkeiten von 50 cm/sek 40 cm/sek

1 : 300 1 : 450 1 : 550 1 : 750 1 : 900 1 : 1050 1 : 1250 1 : 1500

cm

20

25

30

35

40

45

50

60

1 : 200 1 : 300 1 : 400 1 : 500 1 : 600 1 : 750 1 : 900 1 : 1150

m.

||*~1----- m

-io-------

Fig. 21. Rückstauklappe in einem Hausanschluß (Berliner Modell).

4. für größere Kanäle (Eiprofile) von 0,75 m Höhe genügen Gefälle von 1 : 1250—1 : 1500, da hier schon die Zuflüsse regelmäßiger und reichlicher sind. Größere Kanäle müssen vielfach mit 1 :2000—1 :4000 und selbst noch mit

erheblich schwächerem Sohlengefälle ausgeführt werden, um nicht zu tief ins Grundwasser hinein zu kommen. Bei entsprechender Gestaltung der Sohlenform läßt sich auch mit schwachen Gefällen noch eine genügende Selbstreinigung erzielen.

Sind für die Hauptsammler die Profilformen im großen und ganzen gewählt, so wird man mit besonderer Sorgfalt darauf zu achten haben, daß bei Zusammenführung zweier Leitungen das unterliegende Profil imstande ist, ohne Rückstau die Trockenwettermenge abzuführen. Daraus ergeben sich dann für das Sohlenprofil meistens Sprünge nach unten, wenn man, wie zweckmäßig, Profile fest-halten will, welche eine nach unten sich stark verjüngende Sohle haben. Die sorgfältige Durchrechnung des Netzes für die Abführung der Trockenwettermenge ist sowohl für die gesundheitliche Wirkung des Kanalnetzes als auch für die Betriebskosten insofern von besonderer Wichtigkeit, als man dadurch einmal eine möglichst schnelle Herausbeförderung der Fäkalien aus der bebauten Stadt

102*

erzielt und zweitens auch die Kosten der Reinhaltung der Kanäle erheblich herabmindern kann.

Die vorteilhafteste Querschnittsform einer im Gefälle J liegenden offenen Leitung für eine gleichbleibende Wasser menge ist der Halbkreis, weil für

ihn der hydraulische Radius R = — und der von R abhängige Geschwindigkeits-

p    ,—

beiwert c in der allgemeinen Geschwindigkeitsformel v — c • \ R • J am größten wird.

1..AÆL___

&*- tot

Fig. 22.

Man wird der Sohle der Kanäle möglichst einen solchen Querschnitt geben, daß der Trockenwetterabfluß noch eine möglichst große Wassertiefe erzeugt. Da aber mit abnehmender Wassermenge die günstigste Querschnittsform bei halbkreisförmiger Gestalt einen immer kleineren Durchmesser haben müßte, so wird diejenige Sohlenform, welche auch bei wechselnden Wassermengen immer die günstigste Profilform bildet, die beste sein. Diese Form ist ein auf der Spitze stehendes Dreieck (Fig. 22), dessen Winkel cp = 45° ist. Es sind

so wird

F — t² • cot g 99 ;

F t • cos 9?

2t

^ sin cp

und da

-Ï F

cotg 99

-Ÿ

• cos 99 • sin 99 ,

(5)

und dieser Ausdruck erreicht für sin cp = cos cp oder für 99 = 45⁰ seinen Größtwert. Die übrige Gestalt des über der Sohlenrinne liegenden Profils hängt

von Q

max &n

Fig. 23.

und der zur Verfügung stehenden Bauhöhe ab. Letztere ist aber, abgesehen von den Rücksichten auf frostfreie Abdeckung, wieder abhängig von der Höhenlage der Sohle und der Wasserspiegellinie. So wurde z. B. bei der Kanalisation von Charlottenburg System I für einen Kanal in der Leibnizstraße, der ein großes Q den Regenauslaß IV (Fig. 13) zu führen hat und auf den unterhalb des Überfalls ein der Entlastung entsprechendes kleineres Eiprofil folgen sollte, die in Fig. 23 dargestellte Form gewählt.

Der einfachen Bauart wegen wird man meistens das Deckengewölbe der Kanäle nach einer Kreislinie ausbilden (vgl. Fig. 24, 25, 26, 27, 28, 29)*

Zur Erleichterung der Berechnung der Kanäle werden graphische Maßstäbe oder Tabellen angefertigt, welche für den Kreis und für die sich häufiger wiederholenden Profilformen den Wasserquerschnitt bei den einzelnen Füllungstiefen, den benetzten Umfang, die Geschwindigkeit und die Wassermenge zunächst bei einem Gefälle 1 : 100 angeben.

Bei dem Kreise ist (Fig. 30) der Wasser querschnitt

i7 = fe,5I-sin9,)-<*²

der benetzte Umfang

demnach

p-Zll.d,

360

cp • 71 — sin 99 • 180 d

Cp • 71

Bei der normalen Eiform ergibt sich folgende Berechnung (vgl. Fig. 31): Der Teil über dem Kämpfer berechnet sich nach den Formeln für den Kreis. Inhalt und Umfang des Kreisabschnittes x y z werden von F und p des Halbkreises abgezogen. Der Inhalt unter dem Kämpfer wird am besten so berechnet, daß man das Stück ab c d von der übrigen Fläche abzieht.

~7

---OU -|—

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K*.

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Fig. 24.

Fig. 26.

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Fig. 27.

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fc

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---Cm

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-Cm

W—fr

'k[x

Qmin

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Fig. 25.

Fig. 28. Normales Eiprofil.

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Fig. 29-

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7i>‘3r

Zr

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.L

Fig. 30.

Fig. 31.

ab c d = 2 • Sektor fad — Ai g f A a gb , Sektor / a d =■ (3 r)² ^ ;

Jzg/ = 2y*pg = 4r²tga ,

Jo² _ {äe — fjf __ (3 r sina — 2rtga)2 t ga

Aagb —

tga

ab c d

^ + Isin2<x

— 4 sin (xj .

tga

Die Fläche von der Kanalsohle bis zur Kämpferlinie beträgt 2 • (Sektor f ds — Aftp) + Sektor stu,

Sektor f ds = 9 z² n ;

3 t²

....    2r 3r

Aftp = -.-

Sektor s/w

⁼ (3 ⁵¹ 36Ö*

ß = 36° 52'12" ,

tg/? = Î ; y = 180° — 2ß = 106° 15' 36".

Hieraus ergibt sich für die Fläche unterhalb des Kämpfers 3,02 r² = 0,336 h².

Für einen beliebigen wasserhaltenden Querschnitt bei Füllung unterhalb des Kämpfers ergibt sich die Fläche zu

3,02 r² —

4 sina

)'

Der benetzte Umfang des wasserhaltenden Querschnitts ergibt sich zu ß    y

2 • 2    •    3? n    —■—-    -f r n ——

360°    360°

=    4,79y    — 6r a    = r (4,79 — 0,105 «) ,

wobei a in Graden einzusetzen ist.

Die ganze Fläche eines normalen Eiprofils ergibt sich demnach zu

r²

(3,02 + jj = 4,59 r² = 0,51 h² ,

dessen Umfang zu

^ (4,79 + Jt) = 7,93 r = 2,64 A .

Demnach ist R für den ganz gefüllten Querschnitt

Der Flächeninhalt bis zum Kämpfer. . . =3,02 r² = 0,336 h2 Der Umfang desgl.

Der R-Wert desgl.

= 0,579 r =0,193 h

= 4,79 r = 1,596 h = 0,63 r =0,21 h

Bei Füllhöhen über dem Kämpfer werden vom F und p des ganzen Querschnitts die entsprechenden Werte des Kreisabschnittes xyz abgezogen.

Der Geschwindigkeitsbeiwert c in der Grundformel v — c • |lR • J wird meistens nach der abgekürzten Kuttersehen Formel

a ■ ]/R b + l/R

berechnet, indem man für a den Wert 100 und für b den Wert 0,35 einführt, also

•iR• j •

100 • jÜ

0,35 +

und es ergibt sich danach für R = 0,025    0,03    0,04

c = 31 R = 0,20

C 5K 56

Hat man hiernach für die einzelnen sich häufiger wiederholenden Profilformen mit dem Gefälle 1 : 100 die Geschwindigkeiten und die Wassermengen Q in einer Tabelle oder in einem graphischen Maßstab zusammengestellt, so lassen sich die einem anderen Gefälle entsprechenden Werte Qx und v₁ wie folgt ableiten :

g, F.c.yn. j1 Q F ■ c • V'Ä • J

daher

0i = 0-

ft-

10Q-MJx .

und ebenso ergibt sich vx = 10 v • ]/ Jt .

Nimmt man bei gleicher Füllung auch den gleichen Wert für c an, was man ohne nennenswerten Fehler darf, so erhält man für zwei Kreiskanäle mit dem Durchmesser d und dx mit den Wassermengen Q und Q₁ bei voller Füllung und gleichem Gefälle    ___________

'•r‘f •/

oder

JC

‘•f ■

dt = d

ff

-ff

Der Größtwert von v

für den Eikanal nach Fig. 31 ergibt sich ht

fällt nicht mit der vollen Füllung des Kanals, sondern mit einem etwas kleineren Wert zusammen, und zwar beim Kreiskanal bei 0,83 des Durchmessers und im Eiprofil bei 0,85 h. Es wird die für die volle Füllung berechnete Wassermenge Q bereits abfließen,    !

sondern ein Ansteigen bis i zu den Höhen 0,91 d beim !

Kreiskanal und 0,94 h beim I Eiprofil¹). Bei letzterem ^ herrscht bei einer Füllung von 0,56 h die gleiche Geschwindigkeit wie bei voller Füllung, beim Kreisprofil bei halber Füllung. Für ein bestimmtes Gefälle und Profil lassen sich die Veränderungen von Q und v wie in Fig. 32 darstellen.

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Werte von v und Q

Fig. 32.

1) Vgl. Handb. d. Ing.-Wissensch. III. Teil: Der Wasserbau. 4. Bd, — A. Frühling, Die Entwässerung der Städte, 1903, S. 75-

Wegen der graphischen Darstellung von Rechenbildern für die verschiedenen Profile und Gefälle vgl. Hütte 1908, Abt. III, S. 245*

Die Schwellenbreiten eines Notauslasses bei gegebener Höhe der Schwelle, wenn diese parallel mit dem Wasserspiegel liegend gedacht ist und wenn ein vollkommener Überfall stattfindet, ergibt sich aus der Formel

q = ift.b-}/2~g(h + kyk,

wenn Q die abzuführende Wassermenge, h die Höhe des Überfallstrahles, k die erzeugende Höhe der Geschwindigkeit des ankommenden Wassers, g — 9>81 m die Beschleunigung der Schwerkraft bedeuten. Für f f.i wird 0,50 gesetzt werden können, wenn die Krone und die Seitenwände gut abgerundet werden. Da die Zusammenführung der Kanäle meistens spitzwinklig erfolgt, so wird die Geschwindigkeit, mit welcher das Wasser sich in der Richtung zur Überfall -schwelle bewegt, vernachlässigt werden können, um so mehr, weil sich dadurch eine größere Breite ergibt und man daher sicherer rechnet. Danach würde sich für die Berechnung der Überfallbreite die einfachere Formel Q = 0,5 • & • A • ]/2g A

Der

0,5 h \2 g h

Wert für h ergibt sich aus dem Abstand zwischen Krone der Überfallschwelle und

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Fig. 33.

der Wasserspiegellinie im Kanal. Wenn bei der Berechnung des Überfalls ein vollkommener Überfall zugrunde gelegt wird, so kommt für das Wasserspiegelgefälle des Notauslasses die Linie zwischen dem höchsten Sommerwasserspiegel im Flusse C und der Überfallkrone A (vgl. Fig. 33) in Betracht. Wegen der Formel bei unvollkommenem Überfall vgl. S. 865* Will man mit der Sohle des Regenauslasses möglichst weit aus dem Grundwasser herauskommen, so kann der unvollkommene Überfall von Vorteil sein.

Der Kanal unterhalb des Notauslasses hat bei größter sekundlicher Wassermenge nur einen Bruchteil der herangeführten Wassermenge weiter zu führen. Je höher die Überfallschwelle liegt, um so größer wird aber die Wassermenge, welche bis zu dem Momente weiterzuführen ist, in welchem der Regenauslaß zu spielen beginnt. Bei der Querschnittsbemessung des nach abwärts folgenden Kanalprofils und bei der Bestimmung seiner Sohlenlage im Verhältnis zu den oberen Kanälen kommt es hauptsächlich darauf an, daß noch die größte sekundliche Trocken wettermenge ohne Rückstau weiter geführt werden kann. Bei steigender Füllung der oberhalb liegenden Kanäle wird ohne erhebliche Nachteile für den Betrieb ein Rückstau in den oberen Kanalstrecken eintreten dürfen, da, wenn man diesen Rückstau ganz vermeiden wollte, der Vorteil der Entlastung durch den Regenauslaß für die Profilausbildung zum größten Teil verloren ginge, und zwar um so mehr, je höher man die Schwelle des Überfalls legte. Bei Berechnung der Profile für die größte Wassermenge wird anzunehmen sein, daß sich das Wasserspiegelgefälle unterhalb des Überfalls so weit abschwächt, bis das unterhalb folgende Profil gerade die übrigbleibende Wassermenge weiterführen kann (vgl. Fig. 19, S. I6l8).

Um einen Ausgleich in der Belastung der Kanäle zu erzielen, ist es zweck mäßig, die Enden der einzelnen Sammler durch Verbindungsleitungen miteinander zu verbinden und auch sonst an passenden Stellen Verbindungsleitungen anzulegen.

Zur Lüftung der Kanäle dienen bei der Schwemmkanalisation die Regenrohranschlüsse an den Straßenfronten der Häuser. Beim Trennsystem werden die Regenleitungen durch die Regenrohranschlüsse, die Brauchwasserleitungen durch die Hausleitungen gelüftet. Es ist wünschenswert, das Netz, wo es möglich ist, an Schornsteine anzuschließen, um zu bewirken, daß Kanalgase nicht aus den Straßenschächten aufsteigen, sondern daß möglichst stets und überall ein Spannungsabfall von den Straßen und Höfen ins Innere der Kanäle stattfindet. Auf alle Fälle sollte das untere Ende des Hauptsammlers an den Schornstein der Pumpstation angeschlossen werden (vgl. Fig. 93 S. 1639)*

Für die vollständige Reinhaltung der Kanäle ist eine regelmäßige Spülung nicht zu entbehren. Es ist deshalb, wo es mit wirtschaftlichen Kosten möglich ist, zweckmäßig, von vornherein auf die Zuleitung von Spülwasser aus dem Flusse oder aus Bächen und Quellen im Stadtgebiet Rücksicht zu nehmen.

II. Einzelheiten der Entwässerungsanlagen.

A. Die Kanäle und Regenauslässe.

Als Material für die zur Abführung kleinerer Wassermengen meist gewählten kreisförmigen Profile verdient der glasierte, gebrannte Ton den Vorzug bis zu Durchmessern von 0,50 m — bei größeren Rohrweiten kommen häufiger Brüche vor (vgl. Fig. 34—39)- Die glasierten Rohre sind am widerstandsfähigsten gegen die Angriffe der in den Abwässern befindlichen Säuren und lassen sich ferner am leichtesten rein halten. Sie werden in passenden Längen auf das genaueste

Fig. 35.

Fig. 34.

Fig. 36 a bis d.

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Fig. 37.

Fig. 38 a—c.

Fig. 39.

konzentrisch hergestellt, ihre Verlegung ist einfach, ihre Dauerhaftigkeit unbegrenzt. Rohrförmige Kanäle aus Zementbeton werden zwar billiger, aber sie sind den Angriffen einiger Säuren in den Abwässern ausgesetzt. Dennoch sind die Zementrohre in den letzten 20 Jahren in vielen Städten zur Verwendung gekommen, und über die Erfahrungen werden meist günstige Auskünfte erteilt. Es scheint, daß die sich bildende Siehlhaut einen Schutz gegen die Angriffe der Säuren bietet. Jedenfalls wird man bei Verwendung von Betonrohren die Vorschriften über die Reinigung von säurehaltigen Fabrikabwässern strenger gestalten

müssen als bei Verwendung glasierter Röhren. Die Zementbetonrohre müssen innen einen Überzug von fettem Zementmörtel (1 Zement, 1 Sand) erhalten, welcher sowohl für die Dichtigkeit der Rohre als auch für die Widerstandsfähigkeit derselben gegen die schleifende Wirkung der Abwässer erforderlich ist. Geschwindigkeiten von mehr als 2,0 m/sek sind möglichst zu vermeiden. Zweckmäßig ist es, bei Profilen aus Zementbeton glasierte Tonschalen in die Sohlen einzulegen, wenngleich die Kosten dadurch nicht unerheblich wachsen. Auch Eisenbetonrohre haben bei Kanalisationen mehrfach Verwendung gefunden, wenn es sich um größere Durchmesser oder um die Aufnahme großer äußerer Drücke handelte oder wenn der Untergrund nicht ganz zuverlässig war. Ein Beispiel hierfür bietet ein in Königsberg i. Pr. verlegter großer Sammelkanal (vgl. Fig. 40).

Mit Rücksicht auf die Gefahr der Verstopfung wird man für Straßenleitungen kleinere Durchmesser als 0,20 m nicht verwenden. In Berlin hatte früher das kleinste Tonrohr für Straßenleitungen 0,21 m Durchmesser, neuerdings ist dies Maß auf 0,25 m erhöht. In Frankfurt a. M. hat der kleinste Kreiskanal einen Durchmesser von 0,30 m, in Leipzig von 0,35 m, in Stuttgart von 0,30 m.

Wo die kreisförmigen Rohre wegen der Bruchsicherheit oder der nicht genügend großen Wassertiefe bei kleiner Gebrauchswassermenge keine Verwendung mehr finden können, kommen entweder gemauerte Profile oder

y---Betonprofile anderer Form in Frage. Als Betonkanäle werden

f    \ ¹ Eiprofile schon mit Profilhöhen von 0,30 m an in Massenfabri-

i kation hergestellt. Bei gemauerten Kanälen wird man statt der kleinen Eiprofile lieber Profile nach Fig. 41 wählen, da sie leichter befahren werden können und auch das Durchziehen von Bürsten sich besser bewerkstelligen läßt. In Berlin hat man auf den größten Tonrohrquerschnitt von 51 cm Durchmesser ein Eiprofil von 1,00 m Höhe folgen lassen. Bei der Kanalisation von Charlottenburg hat Verfasser die in Fig. 42—46 dargestellten Profile als Zwischenstufen zwischen dem Tonrohr von 0,51 m Durchmesser und dem Eiprofil von 1,00 m Höhe eingeführt.

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Fig. 40. Sammelkanal aus Eisenbeton in Königsberg i. Pr.

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Fig. 46.

In Köln folgen auf kreisförmige Betonkanäle in Stufen von 30, 37¹/₂, 45, 52, 55» 60 und 75 cm Höhe gemauerte Eiprofile in Stufen von 100, 120, 140, 150, 160, 180 cm Höhe. In Berlin ist das größte normale Eiprofil 210 cm hoch. Handelsübliche Abmessungen von eiförmigen Zementbetonkanälen sind:

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Eine ganze Reihe von großen Städten, wie Berlin, Charlottenburg, Düsseldorf, Elberfeld, Frankfurt a. M., Hannover usw., schließen wegen der Bedenken bezüglich der Widerstandsfähigkeit gegen Säuren Betonkanäle grundsätzlich aus.

Die am meisten übliche Form des Eiprofils ist in Fig. 28 dargestellt.

In Leipzig ist z. B. ein gedrücktes Eiprofil nach Fig. 47 verwendet. Figur 48 stellt ein überhöhtes Eiprofil dar.

Im Pariser Kanalnetz sind die größeren Ei-profile mit Gangbahnen versehen, wodurch gegen-über dem Nachteil hoher Kosten der Vorteil erreicht ist, daß das Gebrauchswasser in einer kleinen Rinne gut zusammengehalten wird und die Kanalarbeiter leichter gehen können (Fig. 49)* Bei beschränkter Höhe und großer Wassermenge wird man zu Profilen

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Fig. 48. Überhöhtes Eiprofil.

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Fig. 50. Hauptsammler in Köln (Deutscher Ring).

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Fig. 52. Hauptsammler Charlottenburg.

wie Fig. 23 oder wie das Kölner Profil Fig. 50 greifen müssen. Hinter Regenüberfällen kann ein umgekehrtes Eiprofil zweckmäßig sein (Fig. 51)» um für die Abführung des Trockenwetterabflusses und bis zu dem Moment, wo der Regenüberfall zu spielen beginnt, größere Querschnitte zu haben. Für die Reinhaltung ist aber die Dreiecksform besser (S. 1620). In Charlottenburg ist z. B. das in Fig. 52 dargestellte

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Fig. 51.

Profil verwendet. Andere den Wassermengen hinter einem Regenauslaß angepaßte Profile derselben Anlage zeigen die Fig. 53 und 54. Die vom Verfasser im Jahre 1886/87 zuerst verwendeten glasierten Tonschalen und Tonplatten, mit welchen die Sohlen sämtlicher gemauerter Kanäle ausgekleidet wurden, haben sich für die Reinhaltung der Kanäle als zweckmäßig bewährt.

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Um das Eindringen von Grundwasser in die Kanäle und das Austreten von Kanalwasser in das Grundwasser zu verhindern, sind die gemauerten Profile an der äußeren Leibung mit einer sorgfältig herzustellenden Putzschicht aus Zement-Kalkmörtel zu überziehen.

Bei der Ausführung von Tonrohrleitungen muß die Breite der Baugrube zwischen den Steifbohlen mindestens 70—80 cm mehr als der Durchmesser des 7onrohres betragen, damit die Abzweige (siehe Fig. 35) noch Platz finden.

Fig. 53.

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Fig. 54.

Hauptsammler Charlottenburg.

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Fig. 56 a und b.

Fig. 58. Tonmuffe.

Die Absteifung der Baugrube kann in festem Boden nach Fig. 55 a und b, in losem Boden nach Fig. 56 a und b erfolgen. Statt der Steifhölzer werden vielfach auch Stempel wie Fig. 57 verwendet, welche sich den verschiedenen Spannweiten

anpassen lassen und das Aussteifen erleichtern. Der hohe Anschaffungspreis ist bei großen Ausführungen wirtschaftlich vertretbar.

. . . 150 200 250 300 350 400 420 450 480 550 600 mm

Die Verbindung der Tonrohre erfolgte früher meistens mittels Tonmuffen. In die Muffe wurde zunächst eine 2—3 cm starke Lage von geteertem Hanfstrick eingetrieben und dann die Rohrmuffe nach Fig. 58 mit Ton gebildet. Der sorgfältig geschlämmte und geschnittene Ton muß vom Rohrleger fest in die Muffe hinöingedrückt werden. Der um die Muffe herumgelegte Tonwulst sichert die Dichtigkeit der Muffe auch bei größeren inneren Drücken bis zu 4—5 m Wassersäule. Der Teerstrick hat nur den Zweck, zu verhindern, daß der Ton sich in das Rohr hineindrückt. In der Nähe von Bäumen wurden früher Zementmuffen verwendet, da die feinen Baumwurzeln durch die Tonmuffen hindurchgehen und sich dann in verhältnismäßig kurzer Zeit so stark entwickeln, daß die Rohre vollkommen ausgefüllt werden. Neuerdings wird einer Dichtung mit Asphaltkitt vielfach für alle Fälle der Vorzug gegeben. In die Muffe werden zunächst auch Hanfstricke eingestoßen, um das Durchtreten des Dichtungsmaterials in das Rohr zu vermeiden, und dann wird mit Hilfe eines um die Muffe gelegten Ringes die Muffe mit heißgemachtem flüssigen Asphaltkitt ausgefüllt. Für jede Verbindungsstelle ist erforderlich: bei Rohrweiten von

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ein Kittbedarf von . .    .

Fig. 59» Verbindung von Zementrohren.

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Kreisförmige Zementrohre werden durch Falze verbunden, welche gleichfalls durch Asphaltkitt gedichtet den (Fig. 59).

Bei Baugruben, welche tief in das Grundwasser hineinreichen, sind entweder (Fig. 60) Spundwände zu schlagen oder man wird besser und

handelt, bei denen sich die Anschaffungskosten lohnen, durch Versenkung Rohrbrunnen (150 mm Durchmesser) in oder neben der Baugrube und durch Anschluß derselben an eine Pumpenanlage den Grundwasserspiegel absenken. Diese Art der Ausführung ist zuerst von Bredtschneider¹) bei Ausführung eines Notauslasses der Kanalisation von Charlottenburg im Jahre 1897/98 gewendet (vgl. Fig. 61). Sie ist sicherer, weil kein Sand in die Baugrube eingetrieben wird und deshalb die Lockerung des Bodens, auf dem die Häuser stehen, ausgeschlossen ist, und hat den weiteren großen Vorteil, daß alle Arbeiten im Trocknen ausgeführt werden können.

Die tunnelartige Herstellung der Baugruben durch bergmännische Auszimmerung wird man bei leicht beweglichem Boden wegen der hohen Kosten und der Schwierigkeit der Aufsicht zu vermeiden suchen.

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Fig. 60.

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Die Kanalverbindung bei kreisförmigen Tonrohren erfolgt immer in einem Revisionsschacht. Um die Geschwindigkeit des Wassers bei kleiner Füllung in

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Fig. 61.

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einem Schacht nicht zu unterbrechen, ist es zweckmäßig, die Sohle durch den Schacht hindurchzuführen.

In Charlottenburg wurde nach Fig. 62 die Sohle mit einer Tonschale bekleidet und der Boden mit schräg ansteigenden Wänden versehen. Wenn die Zweigrohre über der Sohle des Hauptsammlers einmünden, genügt es, wenn das Zweigrohr in die Rinne nach Fig. 62 ausgießt. Bei ungefähr gleicher Sohlenlage wird sich aber empfehlen, die Sohle nach Fig. 63 zu formen.

Die Kanäle werden spitzwinklig mit schlanker Ausrundung zusammengeführt und die Grate am besten durch Hausteine aus festem Material (Granit) gebildet (Fig. 64 a und b und 65)-

Bei der Durchbildung der Einzelheiten von Regenüberfällen ist darauf zu achten, daß bereits vor der Zusammenführung des Wassers die Entlastung rechtzeitig einsetzen kann (Fig.

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Um die Flüsse wenigstens vor den grob-sinnlich wahrnehmbaren Verunreinigungen durch die Regenauslässe zu schützen,

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Fig. 67 und 68. Westlicher Regenüberfall in der Schloßstraße zu Charlottenburg (zu Fig. 66 gehörig).

Fig. 69. östlicher Regenüberfall in der Schloßstraße zu Charlottenburg (zu Fig. 66 gehörig).

ist es zu empfehlen, entweder Rechen (Fig. 70a—c) oder Tauchplatten (Fig. 71a und b) anzubringen. Der Rechen muß leicht zu reinigen sein. Am einfachsten ist

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Fig. 71 a und b. Abzweigstelle eines Regenauslasses mit Tauchplatte (Berlin).

es, wenn er mit einer Schlauchleitung abgespritzt werden kann. Die freie Durchflußfläche muß so groß bemessen werden, daß die Hälfte durch zurückgehaltene Sperr- und Schwebestoffe verschlossen sein kann, ohne daß ein schädlicher Rückstau eintritt. Die Eintauchplatten müssen, damit nicht die gröberen Schwimmkörper unter ihnen hindurchgehen, mindestens 70 cm unter der Überfallschwelle des Notauslasses ein-tauchen.

Um das Eindringen schädlicher Hochwasser in die Kanäle zu verhüten, kann es nötig werden, die Mündungen der Regenauslässe mit Klappen zu versehen, welche sich selbsttätig schließen, wenn ein Überdruck von außen vorhanden ist, und sich öffnen, wenn der innere Über-

druck überwiegt (vgl. Fig. 72 a und b). Um das öffnen der Klappen durch das aus dem Kanal kommende Wasser zu erleichtern, werden Gegengewichte nach Fig- 73 verwendet, die in einem Schacht geschützt unterzubringen sind.

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Fig. 72 a und b. Rückstauklappe vor einer Regenauslaßmündung.

Will man den Austritt von Kanalgasen aus dem Regenauslaß verhüten, so ist der Scheitel der Ausmündung unter den tiefsten Wasserspiegel zu legen.

Wenn der Flußspiegel am Ufer weit zurücktreten kann, ist die Ausmündung möglichst so weit in das Flußbett hineinzulegen, daß das austretende Kanalwasser immer noch direkt mit dem Flußwasser gemischt wird (vgl. Fig. 74 a und b).

Letztęres gilt natürlich in besonderem Maße, wenn es sich nicht um die Ausmündung eines Regenauslasses, sondern eines Hauptsammlers handelt. Fig. 75¹) stellt die Ausmündung des Hauptkanals der Kölner Kanalisation dar. Hierbei wird der Trockenwetter-abfluß bis zum tiefsten Flußspiegel geführt, während bei heftigen Regen, also bei starker Verdünnung, die Kanalwässer die obere Verschlußklappe öffnen und unter Umständen hier über das trockene Flußbett laufen.

Kleine Dücker zur Kreuzung vorhandener Kanäle oder großer Gas- oder Wasserleitungen usw. lassen sich fast bei keinem Entwässerungsnetz vermeiden (vgl. Fig. 76). Größere Dückeranlagen unter einem Flußbett hindurch werden meistens in Gestalt von schmiedeeisernen Rohren ausgeführt, wobei es notwendig ist, an der Zuflußseite behufs Zurückhaltung der schwereren Sinkstoffe einen Schlammfang anzulegen. Ferner ist dafür zu sorgen, daß der Dücker an beiden Seiten abgeschlossen werden kann, um notfalls nach Entleerung des Dückers in denselben hineingelangen zu können. Auch sollte für die Möglichkeit einer kräftigen Spülung gesorgt werden. Fig. 77²) zeigt eine Dückeranlage in Berlin unter der Spree.

!) Steuernagel, Deutsche Bauztg. 1893, S. 506. Cöln in hygienischer Beziehung. Festschrift, Cöln 1898, S. 149. — Büsing, Städtereinigung, S. 588.

²) Entnommen aus Frühling, a. a. O., S. 185 u. 186.

Taschenbuch für Bauingenieure.

Fig. 74 a und b.

Fig. 73.

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Fig. 76. Dückeranlage bei Kreuzung zweier Kanäle.

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Fig. 75. Ausmündung des Hauptkanals der Kölner Kanalisation in den Rhein. 1 Längsschnitt,

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Fig. 77. Dücker einer Kanalisationsleitung unter der Spree in Berlin.

B. Revisionsschächte.

Beispiele von Revisionsschächten bei kreisförmigen Profilen geben die Fig. 62 und 63, solche für gemauerte Kanäle die Fig. 78, 79 und 80. Für die Abdeckung der Schächte kommen je nach den Anforderungen die mannigfachsten Konstruktionen in Frage.

Fig. 8l ist ein einfacher gußeiserner Deckel für

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Fig. 81.

Schachtabdeckung für Bürgersteige.

Fig. 82.

Schachtabdeckung mit Asphaltfüllung.

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)    Genauere Ermittlungen über den Vergleich von Trennsystem und Schwemmsystem hat Bredtschneider für ein 586 ha großes, auf dem rechten Spreeufer liegendes Gebiet von Charlottenburg angestellt. Bredtschneider, Das Trennsystem, Jena 1902. Sonderabdruck aus Weyl, Handbuch der Hygiene, 2. Ergänzungsband, 2. Lieferung.

²

)    Bei der vom Verfasser erbauten Kanalisation von Charlottenburg für das am linken Spreeufer gelegene Stadtgebiet System I sind in den Jahren 1899 und 1900 Beobachtungen an dem Notauslaß der Pumpstation gemacht (vgl. Fig. 13). Dieser Notauslaß hegt an sich schon an der tiefsten Stelle des Systems, seine Schwelle ist aber deshalb relativ tiefer als bei den übrigen Notauslässen gelegt, um ihn hauptsächlich zur Abführung des Regenwassers zu benutzen, weil er unterhalb des Charlottenburger Wehres in die Spree einmündet, wo fast stets eine starke Bewegung in dem Wasser des Flusses stattfindet. Im Jahre 1899 trat an 136 Regentagen ein 45 maliges Überlaufen und im Jahre 1900 an 157 Regentagen ein 55 maliges Überlaufen mit einer Durchschnittsdauer von 6,4 bzw. 5,3 Stunden ein. Schünemann, Vierteljahrschrift für öffentÜche Gesundheitspflege 1902, S. 226 u. f.

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Fig. 84.

Charlottenburger Schachtabdeckung.

Fig. 83.

Berliner Schachtabdeckung.

Bürgersteige. Fig. 82 ein solcher mit Asphaltfüllung. Im Grundriß ist der Deckel vierteilig. Bei der in Fig. 83 dargestellten alten Berliner Abdeckung setzen sich die Löcher leicht mit Schmutz zu. Diesen Übelstand soll das Charlottenburger Modell dadurch verhindern (Fig. 84) daß der eingehängte Blechdeckel einen ringförmigen Schmutzfang erhalten hat. Da der kleine Deckel über dem Hohlzylinder in der Mitte des Schmutzfanges nur von einigen Blechstreifen geführt ist, im übrigen aber lose aufliegt, kann bei schneller Füllung der Kanäle die zusammengepreßte Innenluft nach oben entweichen und für den gewöhnlichen Betrieb genügend Luft in die Kanäle eintreten.

C. Straßen- und Hofeinläufe.

1:

Für die Entfernung der Rinnenschächte der Straßen voneinander ist die größte angenommene Regenmenge, die Breite der Straße und die stärkste Wasserführung, welche der Rinnstein noch auf nehmen kann, maßgebend. 100,0 m dürften als der größte Abstand auch für verkehrsarme Straßen anzusehen sein. In der Regel werden die Rinnenschächte in Abständen von 40—60 m angelegt. Das Anschlußrohr des Straßeneinlaufs an die Leitung muß mit Rücksicht auf die Verstopfungsgefahr mindestens 10 cm weit sein. Besonders ist darauf zu achten, daß die Gitterabdeckung des Einlaufes genügend Öffnungen aufweist, um die rechnungsmäßige größte Wassermenge auch dann durchzulassen, wenn die Hälfte der Öffnungen durch Laub, Stroh, Gras usw., welche vom Regen mit abgespült werden, verstopft sein sollte. Um den Straßenschlamm von der Leitung abzuhalten, ist ein Schlammfang nötig. Ferner ist ein Geruchverschluß, um das Austreten von Kanalgasen zu verhindern, mindestens wünschenswert. Den normalen Berliner Straßeneinlauf zeigen Fig. 85 a und b. Hier hört der Geruch-

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Fig. 85 a und b.

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Fig. 86 a und b. Charlottenburger Straßeneinlauf.

Verschluß auf, wenn der Wasserspiegel im Schacht bei längerer Trockenheit unter die gußeiserne Eintauchplatte gesunken ist. Auch läßt die Fuge der Revisionsklappe in dieser Platte Luft durch. Bei dem Charlottenburger Normalschacht (Fig. 86) liegt der Geruchverschluß in dem gußeisernen Verschlußstück selbst. Letzteres ist durch ein kleines Lüftungsrohr an das nächst gelegene Regenabfallrohr anzuschließen.

Die Reinigung derartiger gemauerter Schlammfänge geschieht durch Handbagger. Einfacher und im Bau und Betrieb billiger sind die Straßenschächte mit kreisförmigem Querschnitt aus Beton oder glasiertem Steingut, in welche Schlammeimer eingehängt werden. Die lichte Weite der Schächte hängt von der Entfernung der einzelnen Schächte und von der Befestigungsart der Straßen-Oberfläche ab. Fig. 87 stellt einen Straßenschacht der Frankfurter Kanalisation aus glasiertem Steingut dar. Hierbei ist durch einen besonderen Randstein der Raddruck der Straßenlasten von dem Schacht abgehalten. Fig. 88 zeigt eine andere verbesserte Form nach Geiger, bei welcher der Eimer auf einem konischen Ring aufsitzt, so daß zwischen Eimer und Schachtwand kein Schlamm gelangen kann.

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Fig. 87. Straßeinlauf aus Steingut der Kanalisation Frankfurt a. M.

Fig. 88. Straßeneinlauf nach Geiger.

Die gleichen Konstruktionen sind in entsprechenden Abmessungen für Hof» einläufe verwendbar.

D. Hausentwässerungen.

Die Regenrohre der Häuser werden nur in dem Falle mit Wasser Verschlüssen zu versehen sein, wenn über der Ausmündung des Regenrohres noch Wohn-räume sich befinden. Auf alle Fälle ist dafür zu sorgen, daß die einzelnen Rohrschüsse der Regenrohre gut verlötet werden, um ein Austreten von Kanalgasen in die Etagenfenster der Wohnungen zu verhüten. Durch den steilen Abfall des Wassers wird viel Luft mitgerissen, welche möglichst vor Eintritt in die Straßenleitung zum Entweichen gebracht werden sollte. Eine entsprechende Einrichtung zeigt Fig. 89* Durch die Aufschlagplatten a und b soll eine Trennung von Luft und Wasser bewirkt werden, während die Schürzen e und d den Abfluß des Wassers verlangsamen sollen. Die Luft soll bei o austreten. Fig. 90 zeigt das Berliner Modell, wobei das kastenförmige Stück mit dem schrägen Rost der Frost Sicherheit wegen in die Erde verlegt ist. Ein Regenrohranschlußstück mit Geruch Verschluß nach Patent Budde und Goehde zeigt Fig. 91. Hier soll der Absatz a durch das Auffallen des Wassers eine Trennung von Luft und Wasser erleichtern. Die Luft soll durch die Öffnungen des Deckels entweichen. Eine kleine Blechschale, die am Deckel befestigt ist, soll den Schmutz, der durch die Öffnungen fällt, auffangen. Der eingehängte Eimer ist für Häuser mit schadhaften Ziegel- oder Schieferdächern bestimmt.

Zur unschädlichen Abführung der Kanalgase sind die Hausanschlußleitungen für das Gebrauchswasser auf alle Fälle bis über Dach zu führen,

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Fig. 89.

Fig. 90.

Fig. 91.

Wenn ein Rückstau aus den Kanälen in die Kellerräume nicht zu befürchten ist, sind Wasserverschlüsse oder Klappen, die eine Lüftung verhindern könnten, in der Hauptanschlußleitung zu vermeiden. Mit größter Sorgfalt ist dafür zu sorgen, daß die Steigeleitungen und alle Verbindungen luftdicht hergestellt werden und daß jeder einzelne Ausguß, Klosett od. dgl. einen ausreichenden Wasser -Verschluß erhält, der nicht leer gesogen werden kann. Die kleinen Entwässerungsrohre offener Balkons oder Terrassen, bei denen durch Verdunstung die Wasser -Verschlüsse leicht unwirksam werden, münden am besten offen auf den Bürgersteig, Hof oder Garten aus.

E. Anlagen zum Heben des Kanalwassers.

Wenn die Abwässer der Kanalisation durch Pumpwerke gehoben werden müssen, so ist es zum Schutze der Pumpen nötig, Vorrichtungen zu treffen, durch welche die schwereren Sinkstoffe, die Sperrstoffe und die größeren Stücke der Schwebestoffe zurückgehalten werden. Das geschieht durch Sandfang und Rechen. Bei Stabrechen muß die Summe der Durchflußöffnungen etwa das Drei- bis Vierfache des ausmündenden Kanalquerschnitts betragen. Die lichten Zwischenräume der Gitterstäbe werden meistens zu etwa 1,5—2,5 cm gewählt. Bei der Anordnung des Rechens ist auch besonders darauf zu achten, daß die Durchflußgeschwindigkeit bei dem höchsten Trockenwetterabfluß etwa 0,15 m/sek nicht übersteigt. Fig. 92 und 93 zeigen den Sandfang des Charlottenburger Systems I ; Fig. 94 die Gesamtanlage einer Pumpstelle der Berliner Kanalisation, bei welcher die Saugrohre der Pumpen direkt im Sandfang untergebracht sind. Bei dieser Anlage ist in der Mitte des Sandfangs ein Hohlzylinder mit vertiefter Sohle geschaffen, in welchem sich der Sand sammeln soll, um ihn hier leichter herausnehmen zu können. In Berlin ist die Menge des in einem solchen Sandfang sich sammelnden Sandes verhältnismäßig gering, da er sich bereits bei dem schwachen Gefälle in den Kanälen selbst ablagert und dort herausgenommen werden muß. Deshalb hat man bei späteren Anlagen, wie beim Charlottenburger

Sandfang, statt des Hohlzylinders nur einen runden Pfeiler errichtet, der dem Rechen als Stütze dient. Weiteres wegen Rechenanlagen siehe S. 1650.

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Fig. 92 und 93. Grundriß und Schnitt des Sandfanges der Charlottenburger Kanalisation.

Die Pumpen müssen sich dem wechselnden Zufluß anpassen und etwa das Drei- bis Fünffache des größten Trockenwetterabflusses bewältigen können. Es ist von Wichtigkeit, daß bei Beginn des Regens schnell die größere Leistung der Pumpen einsetzen kann, damit ein möglichst großer Teil von dem anfangs mit abgelagerten Schmutzteilen stark beladenem Gemisch von Brauchwasser und Regenwasser durch die Pumpen beseitigt wird. Während man früher für die Kanalisation langsam laufende Pumpen bevorzugte, werden neuerdings oft Schnelläufer verwendet. Leuchtgas-, Kraftgas- und Diesel-Maschinen, sowie Elektromotoren sind für Kanalisationen insofern besser geeignet als Dampfmaschinen, als sie ohne Vorbereitung sofort in Betrieb gesetzt werden können, während für die Dampfmaschine immer erst der erforderliche Dampf erzeugt werden muß. Beispiele für Abwasserpumpen, welche durch Leuchtgas betrieben werden, finden sich in Bielefeld, Brieg, Cuxhaven, Düsseldorf, Emmerich, Geestemünde, Insterburg, Küstrin, Ruhrort usw. Auch die kleine Zwischenpumpstation der Charlottenburger Kanalisation System I (vgl. Fig. 13) wird mit Leuchtgasmaschinen betrieben.

Kraftgasmaschinen sind z. B. in Hannover und Cottbus verwendet.

Elektromotoren kommen für den Antrieb von Kanalisationspumpen namentlich dann in Betracht, wenn es sich um die Verwendung von Schleuderpumpen

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Fig. 94. Pumpstelle des 5. Berliner Entwässerungsbezirkes.

mit kleiner Hubhöhe handelt¹). Im übrigen muß für die Wahl der bestgeeigneten Maschinen die Wirtschaftsberechnung entscheidend sein.

F. Die Druckrohrleitungen.

Die Druckrohrleitungen können bei den bei Kanalisationen vorkommenden Druckhöhen meistens noch als gußeiserne Rohre mit den für Wasserversorgungen

!) In Spandau z. B. werden Schleuderpumpen, welche die Abwässer nach der 3 km unterhalb der Stadt gelegenen Kläranlage befördern, mit Drehstrommotoren angetrieben. Auch in Hamburg und Köln befinden sich kleinere derartige Anlagen.

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Fig. 95 a bis d. Unterführung der Druckrohre der Charlottenburger Kanalisation unter dem Bahnhof Westend.

üblichen Abmessungen verwendet werden. Der günstigste Durchmesser der Rohre kann nur auf Grund einer Wirtschaftsberechnung ermittelt werden, wobei man zur Verhütung von starken Ablagerungen Geschwindigkeiten unter 0,5 m/sek für den Trockenwetterbetrieb möglichst vermeiden wird. An besonders ge-

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Fig. 96 a bis c. Einzelheiten zu Fig. 95 a bis d.

fährdeten Stellen, wie bei Kreuzungen von Eisenbahnen, wird man schmiedeeiserne Rohre in ein Mantelrohr legen, welches das Wasser für den Fall einer Undichtigkeit abführt, ohne daß Ausspülungen unter den Gleisen Vorkommen

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Fig. 97 a und b. Übersichtsskizze der Dückeranlage unter der Havel der Kanalisation Charlottenburg.

können. Bei der Unterführung der Druckrohre der Charlottenburger Kanalisation unter dem Güterbahnhof Westend (vgl. Fig. 95 a bis d und Fig. 96 a bis c) sind die Rohre mit Achsen und Rädern versehen, so daß sie bei Reparaturen aus den Mantelrohren herausgezogen werden können, ohne den Betrieb der Bahn zu stören. Flußläufe werden, wenn geeignete Brücken zur Überführung der Druck-

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Fig. 97 c. Längsschnitt des Dückers zu Fig. 97 a und b.

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Fig. 97 d und e. Versenkungsgerüst des Dückers zu Fig. 97 a und bi

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Fig. 98 a und b siehe S. 1644.

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Fig. 99 b. Einzelheit zu Fig. 99 a.

Fig. 99 a. Lufthahn auf einem Kanalisationsdruckrohr.

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Fig. 99 a und b siehe S. 1643-

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Fig. 98 a und b. Standrohr der Kanalisationsdruckleitung Charlottenburg.

rohre nicht vorhanden sind, am besten durch Dückeranlagen überwunden¹) (vgl. Fig. 97 a bis e). Am Ende des Druckrohres, und zwar möglichst auf der höchsten Stelle, wird ein Standrohr mit Überlaufrohr zu errichten sein, damit Wasserstöße auf ein bestimmtes Maß beschränkt werden (vgl. Fig. 98 a und b). In dem Standrohr schwimmt ein Signal (für die Dunkelheit Licht) auf einer Stange und gibt für den Wärter der Rieselfelder oder der Kläranlage weithin sichtbar die Belastung des Druckrohres an. Da sich in dem Kanalwasser sehr reichliche Gase bilden, ist es unbedingt erforderlich, an allen Scheitelpunkten der Leitung Lufthähne einzubauen, welche entweder von Hand zu bedienen oder selbstwirkend einzurichten sind. Einen von Hand zu bedienenden Lufthahn zeigen die Fig. 99 a und b.

*) Curt Merkel, Die Versenkung der Dükerrohre durch den Niederhafen und die Mtin-dungsanlage der neuen Stammsiele in Hamburg. Z. Ver. deutsch. Ing. 1906, S. 4t u. ff.

III. Die Systeme Liernur, Belier und Shone.

t.

Liernur machte zuerst 1867 den Vorschlag, die bekannte Absaugung der Abtrittsstoffe aus den Gruben der einzelnen Häuser zu einem Kanalisationssystem für einen ganzen Stadtteil auszubauen. Die Trennung der Abtrittsstoffe von den übrigen Hauswässern hielt er im Interesse der besseren Ausnützung der Abtrittsstoffe für die Landwirtschaft für einen großen wirtschaftlichen Vorteil. Bei der Anlage in Trou ville (1897) wurde in je einem Bezirk ein größerer gußeiserner Kessel unterirdisch aufgestellt (Fig. 100), welcher durch eine Saugleitung L mit der Luftpumpe in Verbindung steht. In den Kessel münden, durch die Ventile B abschließbar, die einzelnen Straßenleitungen, an welche die Hausleitungen angeschlossen sind. Werden die Ventile B geschlossen und das Ventil D geöffnet, so tritt im Kessel eine Luftverdünnung ein. Werden

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Fig. 100. Schema eines Bezirksbehälters nach Liernur in Trou ville.

dann D geschlossen und die Ventile B geöffnet, so wird der Inhalt der Straßenleitungen und Hausleitungen in den Kessel gesogen, und wenn dann die Hauptentleerungsleitung E, welche gleichfalls an die Luftpumpe angeschlossen ist, durch das Ventil A mit dem Kessel in Verbindung gesetzt und ein Lufthahn F geöffnet wird, so entleert sich der Inhalt des Kessels in ca. 10—12 Minuten. Hiernach werden A und F wieder geschlossen und die Ventile B geöffnet. In den Häusern münden die Abfalleitungen je in einen kleinen Behälter, welcher die Abflüsse zwischen zwei Räumungen des Systembehälters aufzunehmen hat. In der Hausanschlußleitung liegt im Hause selbst noch ein Hilfsventil und auf der Straße vor dem Hause ein Absperrventil.

Ähnlich ist das System von Berlier (1881).

Diese Systeme haben nur geringe Verbreitung gefunden (Anwendungen unter anderem noch in den holländischen Städten Dordrecht, Leyden, Amsterdam), weil ihr Betrieb nicht genügend sicher und trotz der guten Verwendbarkeit der Abtrittsstoffe als Düngermittel zu teuer ist.

Größere Verbreitung hat, namentlich in England, das von dem Engländer Isaac Shone in Wrexham Ende der siebziger Jahre erfundene Verfahren der Beförderung der Hauswässer durch Luftdruck gefunden. Das Shone - System

hat den Vorteil, daß man bei sehr flacher Lage des Stadtgebietes eine zentrale Maschinenanlage verwenden und doch das Stadtgebiet in viele kleine Bezirke

zerlegen und dadurch den einzelnen Zuleitungen ein genügend starkes Gefälle geben kann. In Deutschland ist das System unter anderem für die Berliner Gewerbeausstellung 1896 in Treptow, ferner in Köpenick und Tempelhof bei Berlin, für Allenstein i. Ostpr., Ostseebad Binz usw. zur Anwendung gekommen. Fig. 101 und 102 zeigen eine Ejektoranlage nach dem von der Gesellschaft ,,Hydor“ in Berlin vertretenen System. Aus dem Leitungs-schacht A gelangen die Abwässer durch die Leitung r, in den Hubbehälter B (Ejektor). Die in diesem befindliche gefüllte Schale s hält durch die Stange s₁, den Umsteuerhebel h so lange geschlossen, bis das Abwasser in B bis unter die Glocke g steigt und durch Heben derselben den Hebel h in die punktierte Lage bringt. Dann tritt durch die Druckluftleitung m Druckluft in den Hubbehälter und sein Inhalt wird durch die Schmutzwasserleitung 0 herausbefördert. Ist der

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Fig. 101. Schema einer Drucklufthebestelle, System Shone.

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Fig. 102. Drucklufthebestelle für Abwässer, System Shone.

Spiegel so weit gesunken, daß die Schale s den Steuerhebel h umlegen, die Druckleitung m abschließen und eine Auspuffleitung p öffnen kann, so beginnt das Spiel von neuem. Um die Druckluft von mitgerissener Feuchtigkeit zu befreien, wird sie durch den Wassertopf n geleitet. Wirtschaftlich günstig können Druckluftkraftübertragungen wegen der schlechten Nutzwirkung im allgemeinen nicht arbeiten. Beim Shone-System sind die Apparate einfach

und deshalb verhältnismäßig betriebssicher. Es sind immerhin Fälle denkbar, wo es den wirtschaftlichen Vergleich mit dem einfachen Trennsystem oder dem Schwemmsystem auszuhalten vermag.

IV. Die Reinigung der Abwässer.

A. Die Eigenschaften der Abwässer.

Der Charakter der Abwässer hängt von der Beschaffenheit des zugeführten Gebrauchswassers, von dem Wasserverbrauch pro Kopf und Tag und von den Eigenschaften des gewerblichen Wassers, welches in die Kanäle gelangen kann, ab.

Baumeister gelangt durch Untersuchungen der Abwässer kanalisierter Städte zu dem Resultat, daß die Trockensubstanzen der Abwässer bei Kanalisationen, in welche die Fäkalien gelangen, 186 g pro Kopf und Tag, und bei Kanalisationen, in welche die Fäkalien nicht gelangen, durchschnittlich 100,5 g betragen. Als Beimengungen spielen Fette und Seifen eine bedeutende Rolle. Diese Beimischungen pflegen periodisch in gewissen Stunden und an gewissen Tagen der Woche in verstärktem Maße aufzutreten.

Über die Menge an fein verteilten ungelösten Stoffen im Abwasser pro Liter gibt die nachfolgende Tabelle¹) einige Auskunft:

Tabelle I.

Städte

Gesamt

(Trockensubstanz)

Organisch

(Glühverlust)

Anorganisch

(Glührückstand)

mg im 1

Wiesbaden.....

Hamburg.....

Hannover.....

Cöln.......

Essen.......

Freiburg......

Breslau......

London ......

Manchester . . . .

Leeds .......

Birmingham . . . .

Halle.......

Frankfurt a. M.

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34

40

179,9

216,0

213,4

194,7

200

404,8

955

119,5

88,0

105,2

155,8

204,7

611,6

435

Die große Verschiedenheit in den Angaben für die einzelnen Städte läßt sich durch den verschiedenen Wasserverbrauch pro Kopf nicht erklären und wird zum Teil darauf beruhen, daß die Zusammensetzung der Abwässer je nach der Tageszeit (Probeentnahme) erheblich schwankt. So wurden in Cöln gefunden:

•    • 279 mg

•    • 311 „

•    • 219 „

. .    58    „

in den Morgenwässern (6—12h vorm.) . . .

„ „ Mittagswässern (12—6h nachm.) . .

,,    ,, Abendwässern (6—12h nachts)

„    ,, Nacht wässern (12—6L vorm.) .

.... 216 mg organische Schwebestoffe.

im Mittel

J) Prof. Dr. Dunbar, Leitfaden für die Abwasserreinigung. 1907, S. 56.

Auch wenn aus dem Abwasser die ungelösten Stoffe vollständig ausgeschieden sind, bleibt die klare Flüssigkeit noch fäulnisfähig. Läßt man sie einige Tage stehen, so macht sich zunächst ein Fäulnisgeruch bemerkbar, später ein ausgesprochener Geruch nach Schwefelwasserstoff, der sich verliert, wenn das Wasser „ausgefault“ ist. Der Schwefelwasserstoff entsteht infolge der allmählichen Zersetzung der gelösten, fäulnisfähigen, organischen Stoffe. Über den Gehalt städtischer Abwässer an gelösten Stoffen gibt die nachfolgende Tabelle II Auskunft¹):

Tabelle II.

Städte

Frankfurt a. M. Freiburg i. B. . Wiesbaden . . Breslau .... Berlin ....

Essen.....

Hamburg . . . (Durchschnitt von 1901—1904)

Halle.....

Manchester . .

Leeds .....

Birmingham . .

Oxydierbarkeit

nach Kubel Kal.-Perm.-Verbrauch

4 h test

4 h test

nach Glüh-Kubel Verlust moniak

Sauerstoff-

Verbrauch

Am- Album. Ammoniak

Organ. Organ. Stick- K°h-stoff len\ Stoff

132,0

146,1

160,9

233.7

333.7 376,4

12,9

9,8

14,9

28,5    136,0

416.4

477.4

792,0

719,7

104,1

119,4

179,9

198,0 309,7 89,1

22,7    5,17

11,25 11,25 39,3 13,2

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Je nach dem Verhältnis von sekundlicher Wassermenge und dem Reinheitsgrad des Vorfluters zur Art und Menge des Abwassers sind die Ansprüche, welche an die Reinigung zu stellen sind, verschieden. Ist das Verhältnis von Wassermenge des Vorfluters zur Abwassermenge zu klein, so wird durch die Oxydationsvorgänge den Fischen der zum Atmen nötige Sauerstoff entzogen. Eine Verschlammung und Verschmutzung des Vorfluters tritt um so schneller ein, je weniger sorgfältig die Reinigung der Abwässer vorgenommen wird. Man hat versucht, Grenzwerte für das Verhältnis von Wassermenge des Vorfluters zur Abwassermenge aufzustellen. Pettenkofer hat im Hinblick auf die schnellfließende Isar eine mindestens 15 fache Verdünnung verlangt, d. h. es könnte auf 1 cbm/sek Flußwasser 66,6 1 Abwasser abgelassen werden.

Wenn man für die stündliche Größtwassermenge pro Kopf 101 zugrunde

legt, so würden auf 1 cbm/sek Flußwasser kommen dürfen.

Fleck²) berechnet die zulässige Einwohnerzahl E aus der Flußwassermenge q in cbm/sek und aus der Geschwindigkeit v in m/sek durch die Formel:

= 24 000 Einwohner

3600 • 1000

15 • 10

10 000 q • v .

Hiernach würden bei v = 1 nur 10 000 Einwohner auf 1 cbm Flußwasser entfallen dürfen.

Baumeister³) will außer der Geschwindigkeit die vollständige oder teilweise Mitführung der Fäkalien berücksichtigt sehen und ferner durch einen

*) Dunbar, a. a. O., S. 60. 4 h test = 4 Stunden Probe.

²) Fleck, XII. und XIII. Jahresbericht der kgl. chem. Zentralstelle für öffgntliche Gesundheitspflege in Dresden 1884.

*) Baumeister, Vierteljahrsschr. f. öffentl. Gesundheitspflege 1892, S. 467.

Verschmutzungsbeiwert auch dem Reinheitsgrad des Vorfluters usw. Rechnung tragen. Er setzt :

86 400 • q • v (1 + c) • h~ *

k bedeutet den Verschmutzungsbeiwert, dessen kleinster Wert 5 sein soll. Der Wert von c wird zu 1, wenn alle Fäkalien in die Kanäle gelangen und zu 0, wenn sie vollständig gesondert abgeführt werden und nicht in den Fluß gelangen. Hiernach würden auf je 1 cbm/sek Flußwasser bei einer Geschwindigkeit von v = \ m/sek bei einer Schwemmkanalisation, also bei c = 1 höchstens die

Abwässer und Abgänge von E

8640 Einwohnern ungereinigt in den

86 400

Fluß abgelassen werden dürfen. Fällt v auf 0,5 m/sek, so verringert sich die zulässige Einwohnerzahl für 1 cbm/sek Flußwasser auf 4320.

Frühling¹) schlägt als einzigen Maßstab die Menge des zur Oxydation der gelösten organischen Stoffe erforderlichen Kaliumpermanganats (KMn0₄) vor und berechnet das zulässige Mischungsverhältnis #, wenn der Bedarf an KMn04 beträgt :

für das Flußwasser oberhalb der Einlaßstelle der

a mg für 1 1 b mg für 1 1

Abwässer................

für das Kanalwasser............

und wenn derselbe für das Flußwasser nach vollständiger Mischung mit dem

Kanalwasser m mg betragen darf, also

b — m

m zu x

m — a

Wenn also z. B. a — 20, b — 340 und m = 40 angenommen werden, so wird

340 — 40

= 15, d. h. es dürfte dem Vorfluter höchstens eine ungerei -

40 — 20

nigte Abwassermenge zugeführt werden, welche ¹/₁₆ der Niedrigwassermenge des Flusses nicht überschreitet. Je kleiner m angenommen wird, um so größer wird #. Will man x verkleinern, d. h. ein stärkeres Mischungsverhältnis zulassen, so müßte man durch vorherige Reinigung der Abwässer den Verbrauch b an KMn0₄ verringern.

Für den auf Grund des Local Government act von 1888 für die Flußgebiete des Mörsey und Irwell gebildeten Zweckverband (Joint-Committee) ist bestimmt, daß das gereinigte städtische Abwasser in diesen beiden Flußgebieten auf 1 1 nur 1,4 mg Albuminoidammoniak enthalten und nicht mehr als 14,3 mg Sauerstoff oder 57,2 mg Kaliumpermanganat in der Vier-Stundenprobe²) verbrauchen darf.

Die Bestimmung einwandfreier Grenzwerte muß der Zukunft Vorbehalten bleiben. Die bisher angestellten Versuche sind hierfür noch bei weitem nicht ausreichend³).

Die Selbstreinigung der Flüsse beruht auf der mechanischen Ausscheidung der Sink- und Schwebestoffe und auf der allmählichen Zersetzung ihrer organischen ungelösten Beimengungen sowie der organischen gelösten Stoffe durch chemische und biologische Prozesse. Von größter Wichtigkeit ist hierbei eine möglichst wirksame und vollkommene Mischung der in den Fluß abgeleiteten Abwässer mit dem Flußwasser. Diese Mischung wird durch eine große Geschwindigkeit des Flußwassers erleichtert, auch wird infolge der Wirbelbildungen allen Wasserschichten Sauerstoff zugeführt. Bei breiten und unregulierten Flüssen dürfen die Abwasserkanäle nicht an der Mittelwasser-Uferlinie aus-münden, sondern die Ausmündungsstellen sind möglichst nahe an den Talweg

J) Frühling, a. a. O., S. 433.

²) Vierstündige Einwirkung der Permanganatlösung bei Zimmerwärme. s) Vgl. die Verordnung betreffend Fürsorge für die Reinhaltung der Gewässer, erlassen von dem preußischen Ministerium im Jahre 1901.

104

Taschenbuch für Bauingenieure.

heranzulegen (Fig. 74 und 75)- Bei langsam fließenden Gewässern findet die hauptsächliche Ablagerung der ungelösten Stoffe in der Nähe der Ausmündungsstelle der Kanäle statt, und wenn die täglich neu hinzukommenden Ablagerungsstoffe größer sind als die in derselben Zeit zersetzten und von der Tierwelt verzehrten, so werden im Laufe der Zeit unzulässige Verschmutzungen des Gewässers ein-treten und sich durch üblen Geruch, Blasenbildungen, auf getriebene Schlamm -fladen usw. bemerkbar machen. Deshalb wird man auch im allgemeinen bei langsam fließenden Flüssen und erst recht bei Ableitung des Abwassers in geschlossene Binnenseen eine Befreiung des Trockenwetterabflusses von dem absitzbaren Teil der ungelösten Stoffe verlangen. Ähnlich verhält es sich mit der Einleitung von Abwässern ins Meer, wenn nicht ein starker Küstenstrom die Schwebestoffe fortführt oder eine ständige Brandung die Zersetzung der Schwebestoffe durch eine gute Verteilung derselben und durch die Aufnahme von Sauerstoff ins Wasser begünstigt. Daß sich die Zersetzung der organischen Stoffe stets unter Mitwirkung der Bakterien vollzieht, ist zwar längst einwandfrei nachgewiesen, auch kann die durchschnittliche Keimzahl in 1 ccm unmittelbar hinter der Ausmündungsstelle der Kanäle verglichen mit der weiter unterhalb gefundenen ein Bild von der stattgefundenen Selbstreinigung gewähren. Indessen die Resultate solcher Untersuchungen sind so sehr abhängig von der Stelle des Flußquerschnitts, aus dem die Proben entnommen sind und werden so erheblich durch die zufällige Tagestemperatur bei der Probeentnahme usw. beeinflußt, daß es auf Grund der bis heute vorliegenden Untersuchungen noch nicht an-gezeigt erscheint, Grenzwerte in Keimzahlen für eine genügend fortgeschrittene Selbstreinigung aufzustellen. Auch darüber, in welcher Zeit Krankheitserreger und namentlich die Bacillen von Typhus, Ruhr, Cholera usw. im Wasser ihre Ansteckungsgefährlichkeit verlieren, sind die Akten noch nicht geschlossen. Zurzeit ist das bei weitem sicherste Mittel, die krankheiterregenden Keime des Abwassers zurückzuhalten, immer noch die Bodenberieselung mit Filtration.

B. Ausscheidung der Sperr* und Sinkstoffe.

Je nach den verschiedenen Vorflut Verhältnissen kann die Aufgabe der Reinigung sein:

1.    Nur die gröberen ungelösten Stoffe so weit abzufangen, daß eine Verunreinigung durch Abwässer auf der Oberfläche des Flusses oder an den Ufern grobsinnlich nicht mehr wahrnehmbar wird. Hierzu sind Rechen und Sand-fänge ausreichend.

2.    Es kann diese Aufgabe in der Ausscheidung aller absitzbaren ungelösten Stoffe des Abwassers bestehen ( Fällungs verfahren, Absitz-verfahren, Faul verfahren in Verbindung mit Einrichtungen zu 1).

3- Es kann diese Aufgabe noch dahin erweitert werden, aus den Abwässern ein Produkt zu machen, das überhaupt nicht mehr fäulnisfähig ist. Für diese Aufgabe stehen zurzeit nur die biologischen Methoden (Berieselungsverfahren, Franklandsche Bodenfiltration, die künstlichen biologischen Methoden) mit den Anlagen zu 1 und mit und ohne die Anlagen zu 2 zur Verfügung.

Rechenanlagen.

über Rechenanlagen und Tauchplatten vgl. S. 1632 und 1639» sowie Fig. 70 a bis c, Fig. 71 a und b und Fig. 92 und 93- Die Ansprüche an die Ausscheidung der ungelösten Stoffe haben sich in den letzten 2 J ahrzehnten mit Recht gesteigert, namentlich da, wo es sich um die direkte Einleitung der Abwässer in den Fluß handelt. In Bonn ist z. B. vor jede Ausmündungsstelle eines Kanals in den

Rhein eine Klärschachtanlage vorgebaut. Bei Trockenwetter fließt alles Wasser durch die Klärschächte, in denen Gitterkörbe mit 5 mm lichter Stabweite und mit Gitterklappböden aufgestellt sind. Schwerere Sinkstoffe und Schlamm

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Schnitt A~B

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Fig. 103 a und b. Kläranlage der Kanalisation Bonn, d Klärschächte, c Tauchrechen, g Schlammeimer.

fallen durch die Stäbe des Korbes in den Schlammeimer. Sobald eine achtfache Verdünnung der Kanalwässer eingetreten ist, fließt das Wasser über den Überfall, an welchem ein Tauchrechen die gröberen Schwebestoffe zurückhält (Fig. 103 a—b).

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Fig. 104 a bis c. Liegende Rechenanlage (Pfaffendorf bei Koblenz).

Durch eine liegende Rechenanlage, wie sie z. B. für Pfaffendorf bei Coblenz verwendet ist (Fig. 104 a—c)¹), kann der Durchflußquerschnitt beliebig ver-

A) Dr. H. Salomon, Abwasser-Lexikon. Juni 1906. I, S. 350.

größert werden, und zwar unabhängig von der Wassertiefe im Kanal. Außerdem haben die liegenden Rechen den Vorzug, daß man die am Rechen haftenden Schwebestoffe sehen und so leichter abkratzen kann.

Die zurückgehaltenen Schwebestoffe werden bei der Pfaffendorfer Anlage in eine Rinne befördert, aus welcher sie in einen Seitenschacht gelangen, um von hier in den Abfuhrwagen geschüttet zu werden. Das einmündende Profil ist ein 0,9 m hoher Eikanal, der Rechen hat eine Fläche von 2,5 auf 3,5 m und 25 mm Lichtweite zwischen den Stäben.

Grundsätzlich empfiehlt es sich, die Stäbe so zu gestalten, daß nach hinten zu eine Querschnittserweiterung eintritt, also wie in Fig. 105 a bis d. Die Durch-flußfläche des Rechens ist möglichst so zu berechnen, daß immer 9    ► nur kleine Geschwindigkeiten (bis 0,50 m/sek) in Betracht

♦    •    $Z    ►    kommen können, selbst    wenn sich bei größter Regenwasser-

♦    •    E    £    menge etwa die Hälfte des    Rechens    verstopft haben sollte.    Dann

♦    •    ► werden bei den Trockenwasserabflüssen die Geschwindigkeiten so

**•£”** klein, daß ein merklicher Aufstau durch den Rechen nicht Fig. 105 a bis d.    mehr erzeugt wird. Einem mit    Hand zu reinigenden    Feinrechen von weniger als    10 mm    St ab weite wird man    einen

Grobrechen vorschalten müssen, damit sich der Feinrechen nicht zu leicht verstopft. Einen Fortschritt im .Handbetrieb bedeutet es, wenn der Arbeiter das Abkratzen oder Abharken des Rechens mit Hilfe eines Kettenzuges

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Hülßrechen

Fig. 107.

Fig, 106.

Fig. 108 a und b. Drehbarer Trommelrechen mit stehender Achse. (Berlin, System V, Holzmarktstraße.)

bewirken kann und die abgeharkten Schwebestoffe direkt in einen Wagen abgestreift werden (vgl. Fig. 106), oder wenn der Rechen selbst hochgehoben und über Wasser gereinigt werden kann. An Stelle des hochgehobenen Rechens muß vorher natürlich ein Hilfsrechen gestellt werden (Fig. 107)* Die maschinelle Reinigung kann geschehen entweder indem man die Rechen fest und die Bürsten und Harken beweglich, oder indem man die Bürsten und Harken fest und den Rechen beweglich, oder indem man beide Teile beweglich macht.

In der Pumpstation des Radialsystems V der Stadt Berlin, Holzmarktstraße, bildet seit 1905 eine drehbare Trommel mit lotrechter Achse und wagerechten Ringen den Rechen. Der Schmutz wird durch einen feststehenden Abstreicher abgestrichen und sinkt zu Boden, um von hier mittels eines Baggers b in Kästen und von da weiter in Abfuhrwagen entleert zu werden¹) (vgl. Fig. 108 a und b). Der Nachteil dieser Konstruktion besteht in der schlechten Zugänglichkeit des Spurzapfens.

A) Ingenieurwerke in und bei Berlin. Festschrift zum 50jährigen Stiftungsfest des Vereins d. Ing. Berlin 1906, S. 234.

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Fig. 109 a. Lageplan der Kläranlage für Köln.

1 Vorrechen, 2 Abzweigbauwerk, 3 Sandfang, Grob- und Feinrechen, 4 Reinwasserbrunnen, 5 Saug- und Druckleitung für Klärschlamm, 6 Betriebsgebäude, 7 Gruben für Rechenrückstände, 8 Absperrschieber bei Hochwasser, 9 Rückstauklappe und Absperrschieber.

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Fig. 109 b. Grundriß der Siebhalle ---^

mit Grob- und Feinrechen. A Vor- A ortringsammler und städtischer Hauptsammler, 1 Sandfang,

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6 Transportbänder, 7 Auf- / A zug f. d. Kippwagen, /    "

8 Gleis zu den Sammelgruben.

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big. 109c. Feinrechenanlage Köln (vgl. 3 in Fig. 109 b), Läugenschnitt,

Eine der ältesten mechanischen Reinigungsanlagen eines feststehenden Feinrechens ist die für Manchester, bei welcher die vor und hinter den trichterförmigen

Sandfängen aufgestellten 37 und 10 mm weiten Stabrechen durch Zinkenreihen abgekratzt werden. Letztere sind an Ketten ohne Ende festgemacht, welche über 5 Scheiben geführt werden.

Eine Vereinfachung dieser Anlage ist bei der Kläranlage Clichy der Pariser Kanalisation erzielt, wo die Führung der Zinkenkette nur durch 2 Scheiben

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erfolgt.

Eine noch mehr vervollkommnete

Anlage ist die von Cöln (vgl. Fig. 109 a, b und c) !). Hier wird die Reinigung des Rechens durch Stahlbürsten besorgt. Der Schlamm wird auf ein ummanteltes Transportband abgeworfen und von diesem in Kippwagen abgeschüttet. Den 4 Feinrechen von je 3 mm Stab-weite und 2,8 m Breite sind 4 Grobrechen von 1,6 m Breite und 20 mm Stabweite vorgeschaltet. Bei k (Fig. 109c) sitzt ein Kamm, welcher die noch etwa an den Bürsten b anhaftenden Schmutzteile abstreift.

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Fig. 110. Sektorrechen nach Ri en sch.

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Fig. 111 a bis c. Liegender Rechen mit mechanischer Abstreichvorrichtung nach Metzger (Bromberg).

Um die unter Wasser liegenden und deshalb schwer zugänglichen unteren Führungsscheiben zu vermeiden, ist von Riensch ein Sektorrechen vor-

9 Handb. der Ing.-Wissenschaften. A, Frühling. Vierter Bd. Die Entwässerung der Städte, 2. Hälfte. 1910. S, 493-

geschlagen, welcher aus kreisförmig gekrümmten Stäben besteht (Fig. 110) und bei dem die Entfernung der zurückgehaltenen Schmutzteile durch drehbare, über Wasser gelagerte Abstreicher erfolgt. Von diesen Abstreichern wird der Schmutz in die Transport wagen oder auf ein Transportband entleert mit Hilfe eines Wischers, der durch eine auf der Achse der Abstreicher befestigte Steuerungsscheibe nebst Hebel und Kettenzug angetrieben wird.

In Bromberg und Insterburg hat Metzger die wünschenswerte Lagerung der Führungsscheiben außerhalb des Wassers durch Anwendung von Flach-rechen r erreicht (vgl. Fig. lila bis c).

Die Flachrechen haben 3—5mm Stabweite und zusammen viermal so viel Querschnitt wie die Zuführungsrinnen a. Die Streifbleche b an den Ketten sind mit auswechselbaren Bürsten versehen. Letztere schieben den am Rechen zurückgehaltenen Schmutz in die Schnecke f und diese befördert denselben in den Behälter i.

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a Rahmen aus Winkeleisen,

b Laschenketten, c Gummikamm, d Abstreifer, e Förderband,

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Fig. 112 a.

Bewegliche Kettenstabrechen sind in Hamburg für die Ausmündungsstellen der Siele am linken und rechten Elb-ufer und neuerdings auch bei der Kanalisation von Schöneberg bei Berlin und beim Radialsystem XI Berlin verwendet.

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Fig. 112 b.

In Hamburg sind die einzelnen Kettenstäbe des beweglichen Rechens 36 cm lang. Die Rechenbreite beträgt 3,0 m, der lichte Abstand der einzelnen Stäbe ist 15 mm. Die Befestigung der Rechenstäbe erfolgt an dem Punkte a (Fig. 112a und b)x) auf Rahmen von Winkeleisen, deren Länge gleich der Rechenbreite von 3,0 m ist und welche ihrerseits auf den endlosen Ketten b ruhen. Das Abnehmen der an den Stäben haftenden Stoffe erfolgt durch einen Hartgummikamm (Fig. 112 b). Hierbei greifen die Zähne des Kammes über die Rechenstäbe und die von den Vorderkanten und Seitenflächen abgestrichenen Schmutzteile sammeln sich auf der oberen

Ü Curt Merkel, Z. Ver. deutsch. Ing. 1906, S. 168 und 203,

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Fig. 113 a. Grundriß in Höhe der Zulaufkanäle. 1:750.

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Fig. 113 b. Grundriß in Sockelhöhe. 1:450.

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Fig. 113 c. Längenschnitt. 1:450.

1—4 Rechenmotoren, 5—6 Greifbagger, 7—8 Aufzüge, 9 Pumpenschacht, 10, 11 Schleuderpumpen mit Elektromotoren, 12—14 Dynamos und Dieselmotoren 15, 16 Schaltbretter, 17 Luftpumpe zum Antrieb der Pumpen, 18 Druckleitung zur Elbe.

Fig. 113 a bis c. Sandfang und Rechenanlage für das südliche Elbufer zu Hamburg.

Fläche des Kammes. Sobald ein Kettenstab vorüber ist, schwingt der Kamm, früher durch eine elektromagnetische, neuerdings durch eine mechanische Vorrichtung angetrieben, unter dem mit Gummileiste versehenen Abstreicher d hinweg nach c±. Die Stoffe fallen dort auf ein Förderband und der Gummikamm kehrt so rechtzeitig in seine ursprüngliche Lage zurück, um noch das inzwischen herangekommene neue Stabfeld zu reinigen. Wegen der Gesamtanordnung in Hamburg vgl. Fig. 113 a—c.

Der neuerdings mehrfach verwendete Flügelrechen wurde zuerst von dem Klärmeister Schneppendahl in Wiesbaden (1899) hergestellt. Hierbei ist es wichtig, daß die Grube des Rechens nicht zu groß und tief wird, damit keine zu starke Ablagerung in ihr stattfindet. Die Grubentiefe m (vgl. Fig. 114) ist

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die Länge l = 2h • tga und der Winkel a —-,

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die Flügelzahl mit n bezeichnet wird. Es wird also a um so kleiner, je größer die Flügelzahl ist und infolgedessen nimmt auch m mit wachsender Flügelzahl ab.

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Fig. 115. Durchschnitt einer konischen Siebtrommel.

Fig. 114. Flügelrechen nach Uhlfelder (Frankfurt a. M.).

Der für die Frankfurter Kläranlage verwendete, vom Stadtbauinspektor Uhlfelder in Frankfurt a. M. konstruierte Flügelrechen ist fünfflügelig (Fig. 114). Um die Durchbiegung der Flügel möglichst einzuschränken, ist die Rechennabe konsolartig ausgebildet. Der Stababstand des Rechens beträgt hier 10 mm, der Querschnitt der Stäbe 4 auf 30 mm; die Zahl der Umdrehungen beträgt 2¹/₂—5 in einer Minute. Die an Gelenken a drehbaren Abstreifer d und die Bürste b werden durch die Bewegung des Rechens nach der Spitze des Flügels hin vorgezogen und die auf diese Weise ebendahin geförderten Schmutzteile auf ein Transportband geschüttet¹).

Eine Art Flügelrechen mit gekrümmten Flügeln wird unter dem Namen Siebschaufelrad von Geiger in Karlsruhe gebaut²).

Zu erwähnen sind dann noch die zylindrischen oder konischen Siebtrommeln und ähnliche Konstruktionen. Ingenieur Windschild³) setzt vor den Zuflußkanal eine konische Siebtrommel mit horizontaler Triebachse. Die aufgefangenen Schwebestoffe werden durch Druckluft abgeblasen (Fig. 115), was sich besonders bei Abwässern von Webereien, Spinnereien, Färbereien u. dgl., bei denen Gewebefasern in Massen auftreten, bewährt hat. Durch geeignete Dichtungsringe und sorgfältige Abdrehung des Trommelrandes läßt sich eine ausreichende Dichtung zwischen Kanalrand und Siebtrommel erzielen.

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Fig. 116. Schematische Darstellung des Aufbaues der Ri en sch sehen Seperatorscheibe (Konstruktion F. W. Wurl).

Häufige Verwendung hat die Rien sch sehe Siebscheibe (Separatorscheibe) bereits gefunden, so z. B. in Dresden, Graudenz, Dirschau, Ostrowo. Die von der Maschinenfabrik F. W. W url in Weißensee bei Berlin gebauten Scheiben haben den in Fig. 116 dargestellten typischen Aufbau. Von der vorhandenen Rechen-

verstellbares

Segment

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Fig. 118. Verstellbarer Abdichtungsrand zu Fig. 116.

Fig. 117. Einzelheiten der Scheibe zu Fig. 116.

fläche ist immer nur ein verhältnismäßig kleiner Teil außer Wasser und die Reinigung dieses Teiles erfolgt so wirksam und so oft, daß es möglich wird, die Sieböffnungen (vgl. Fig. 117) auf \¹/₂ mm zu beschränken und damit auch feinere Schwebestoffe zurückzuhalten. Die Dichtung der Scheibe gegen den Mauerrand erfolgt durch einen verstellbaren Abdichtungskranz, der genau justiert werden kann (Fig. 118). Mit Ausnahme des unteren Spurlagers, welches von unten durch Drucköl geschmiert und wasserdicht abgeschlossen ist, sind alle anderen Lager zugänglich. Fig. 119 zeigt die Versuchsanlage in Dresden mit einer Scheibe von 4,5 m Durchmesser. Diese Anlage konnte 4—700 1/sek Schmutzwasser bewältigen. Die Schlitze der Siebe sind 2 mm breit, 30 mm lang und

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Fig. 119 Rienschsche Separatorscheibe für die Versuchsanlage in Dresden.

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Fig. 120. Vorrichtung zum Reinigen des Siebkonus.

konisch nach unten erweitert. Eine Vorrichtung zum Reinigen des Siebkonusses zeigt Fig. 120. Die neuerdings für Dresden gelieferte Scheibe hat 8,0 m Durchmesser und 1,5 mm weite Schlitze.

Durch Stab-Feinrechen werden im allgemeinen nicht mehr als 10% der im Abwasser befindlichen ungelösten Stoffe in Trockenmasse gemessen zurückgehalten. Bei siebartigen Rechen mit mechanischer Reinigung nach Art der Siebtrommel und Separatorscheibe läßt sich die Wirkung erheblich steigern. Abschließende Zahlenergebnisse liegen unseres Wissens aber bis heute noch nicht vor.

Sandfänge.

Die Sandfänge. Ebenso wie die Rechenanlagen sind auch die Sandfänge in den letzten Jahrzehnten erheblich vervollkommnet. Um die Rechenanlage, namentlich wenn sie feinmaschig ist, den Angriffen des Sandes möglichst wenig auszusetzen, wird man den Sandfang am besten vor der Rechenanlage anordnen. Die Geschwindigkeit des Wassers wird im Sandfang auf etwa 0,25 m/sek

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Fig. 121a und b. Sandfang der Kläranlage Elberfeld.

ringern sein, wobei der Teil des Querschnittes, welcher unter der ideellen Verlängerung der Sohle des Zuführungskanals liegt, nicht mit in Rechnung zu stellen ist. Kleinere Geschwindigkeiten zu nehmen empfiehlt sich nicht, wenn man vermeiden will, daß sich im Sandfang auch Schlamm in erheblicher Menge absetzt. Bei Ausbildung der Sohlenform des Sandfanges ist besonders auf die leichte und billige Art der Beseitigung des Sandes während des Betriebes Rücksicht zu nehmen. Bei der für die Kläranlage Elberfeld gewählten Form (Fig. 121 a und b)

Fig. 122.

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Klärbecken—»

Fig. 123. Sandfang des Kölner Klärbeckens.

Fig. 124.

liegt die Sohle des Ausflusses um 0,6 m niedriger als die des Zuflusses, um die langsamer sinkenden Schwebestoffe möglichst nicht in den Sandfang zu bekommen. Geschwindigkeit des Wassers 0,25 m/sek, die Durchflußzeit also

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Fig. i 25 a und b. Sandfang und Rechenanlage der Kanalisation in Berlin-Schöneberg.

1 Schieber, 2 Körbe für Sinkstoffe, 3 Rechen, 4 Transportbänder, 5 Förderwagen für die Rechenstoffe, 6 Antriebsmotor — • • — Isolierung gegen Grundwasser.

680 : 25 ^ 27 Sek., so daß alle Schwebestoffe, welche langsamer als 60 : 27 ==• 2,2 cm/sek fallen, über den Sandfang hinwegschweben. Als andere zweckmäßige Formen können diejenigen des Frankfurter Klärbeckens (Fig. 122), diejenigen von Cöln (Fig. 123) und von Hamburg (Fig. 113 a—c) genannt werden. In Hamburg wird aus dem langen Sandfang der Sand durch fahrbare Greifbagger herausgeholt und in die Transportwagen geschüttet. Bei den älteren Hamburger Anlagen wurden fahrbare Eimerbagger verwendet.

Frühling macht den Vorschlag, in die Zuführungskanäle Sohlenschlitze anzulegen, durch welche die schweren, sich im wesentlichen an der Sohle bewegenden Sinkstoffe in die mit klarem Wasser gefüllten Sandfänge abgeführt werden, während die leichteren Schwebestoffe durch das Kanalprofil zum Klärbecken geführt werden. Das Wasser der Sandfänge wird auf diese Weise durch Schmutzwasser nur wenig verunreinigt (vgl. Fig. 124).

Bei der Anlage in Schöneberg bei Berlin (Reinigung der Abwässer auf Rieselfeldern) ist das System der beweglichen herausnehmbaren Behälter für die Sandfänge (ähnlich wie bei Rinnenschächten) gewählt (Fig. 125 a und b). In jedeu der vier Zweigkanäle sind je drei Sandfangkästen von je 1 cbm Fassungsraum eingeschaltet, welche mit einem elektrisch angetriebenen Kran in die Abfuhrwagen gehoben werden.

Durch Sandfänge werden normal ca. 5% der ungelösten Stoffe (Trockenmasse) aufgefangen.

C. Klärung.

Klärbecken und Klärbrunnen, a) Mechanisch-chemische Klärung¹).

Am frühesten in England verwendet, hat die mechanisch-chemische Klärung für städtische Abwässer in Deutschland hauptsächlich in dem Verfahren nach Müller - Nahnsen mit Klärbrunnen (Anlage in Halle) und nach dem Verfahren von Röckner - Rothe mit Klärtürmen Verwendung gefunden. Als Zusatzmittel dient hauptsächlich Ätzkalk in Form von Kalkbrei oder Kalkmilch, weil dieses Zusatzmittel verhältnismäßig am billigsten ist. Der Kalk geht mit der Kohlensäure der sich zersetzenden organischen Stoffe sowie mit den Fettsäuren schwer lösliche Verbindungen ein, welche in grob flockigen Niederschlägen zu Boden sinken und die Schwebestoffe mitreißen. Hierbei wird auch ein Teil der Bakterien mitgerissen und der Rest durch den Kalk in seiner Tätigkeit gelähmt. Je reicher die Abwässer an Kohlensäure sind, um so größer ist der Bedarf an Kalk, der zwischen 100—300 g pro cbm Abwasser schwankt. Da der Kalk die Eiweißstoffe des Schlammes zum Teil in Lösung überführt und vorhandenes Ammoniak austreibt, so ist der Schlamm, dessen Masse durch den Kalk erheblich vermehrt wird, für die Landwirtschaft wenig brauchbar. Sobald aller Kalk in kohlensauren Kalk übergeführt ist, beginnt wieder die Fäulnisfähigkeit des Klärproduktes.

Neben dem Kalk werden hauptsächlich noch schwefelsaure Tonerde und Eisensalze (Eisensulfat, Eisenalaun) benutzt. Hierbei verbindet sich die in dem Fällmittel enthaltene Schwefelsäure mit den Alkalien der Abwässer und die freigewordenen Teile der Verbindung sinken unter Mitnahme der Schwebestoffe zu Boden. Da auch der größte Teil des im Wasser vorhandenen Schwefelwasserstoffes durch Bildung von Schwefelsäure gebunden wird, so sind am Klärprodukt üble Gerüche weniger bemerkbar. Obgleich die Zusatzmengen bei den letztgenannten Klärmitteln geringer sein können als bei Ätzkalk, so ist das Verfahren doch nicht billiger, weil der Preis des Rohmaterials höher ist.

0 J. König, Verunreinigung der Gewässer. 2. Aufl. Berlin 1899, Bd. I.

Da es durch keines der genannten mechanisch-chemischen Fällungsmittel gelingt, mehr als höchstens 20—30% der gelösten Stoffe mit auszuscheiden, so bleiben die Klärprodukte noch fäulnisfähig. Von den ungelösten Schwebestoffen können allerdings bis zu 90% ausgeschieden werden. Indessen die Kosten der Reinigung sind verhältnismäßig hoch, und da man mit Kläranlagen ohne chemische Fällungsmittel bei normalen städtischen Abwässern eine für praktische Zwecke ausreichende Ausscheidung der ungelösten Stoffe zu erzielen vermag, so verzichtet man in Deutschland bei neuen Kläranlagen zur Ausscheidung der ungelösten Stoffe meist auf Zusatzmittel, auch sind mehrere ältere Anlagen entsprechend umgebaut. Für die Reinigung von Fabrikwässern bleibt die Verwendung von chemischen Zusatzmitteln aber oft unentbehrlich.

Die größten mit Zusatzmittel arbeitenden Kläranlagen städtischer Abwässer befinden sich in Barking und Crossneß unterhalb London, wo täglich etwa 900 000 cbm Abwässer unter Zusatz von Kalk und Eisensulfat in einer größeren Reihe von Becken von zusammen 200 000 cbm Inhalt geklärt werden, und wo ca. 6000 cbm Schlamm täglich durch 6 Dampfer von je 1000 cbm Inhalt in die Nordsee versenkt werden.

Durch Zusatz von Kohlen- oder Torfbrei zur schwefelsauren Tonerde läßt sich ein so großer Teil auch der gelösten organischen Stoffe ausscheiden (Herabsetzung der Oxydierbarkeit um 70—90%), daß die Fäulnisfähigkeit des Klärproduktes sehr erheblich verringert wird. Es wird auch dadurch möglich, den Schlamm als Brennmaterial mit einigem wirtschaftlichen Nutzen zu verwenden.

In England gehört zu den ältesten Klärmethoden das A-B-C-Verfahren, welches neben Alaun, Blut und Clay (Ton) bereits feinpulverisierte Holzkohle verwendete.

In Deutschland hat der Chemiker Dr. Degener¹) das nach ihm benannte Kohlebrei verfahren ausgebildet. Er verwendet 1—2 kg gemahlene Braunkohle oder 2,5—4 kg Torfbrei auf 1 cbm Abwasser und setzt zur Wiederausscheidung dieser spezifisch leichten Beimengungen 100—300 g Eisensulfat zu. In den von Wilhelm Rothe & Co. in Berlin für das Kohlebreiverfahren gebauten Klärtürmen (Heberkessel) werden 95—96% der Schwebestoffe gefällt und durch den Kohlebreizusatz außerdem die fäulnisfähigen gelösten Stoffe des Abwassers soweit ausgeschieden, daß die Oxydierbarkeit um 70—90% herabgesetzt wird. Wenn der Wassergehalt des Schlammes in Filterpressen auf 40—60% und durch Lufttrocknung alsdann noch weiter bis 10 und 15% verkleinert ist, läßt sich das Produkt zur Wärmeerzeugung (1700—1800 Wärmeeinheiten pro 1 kg, wovon 10—30% auf die Schmutzstoffe entfallen) verwenden. Anlagen nach dem De gen er sehen Kohlebrei verfahren befinden sich u. a. in Elbing, Potsdam, Spandau, Tegel, Köpenick, Oberschöneweide bei Berlin. Die beste wirtschaftliche Verwendung des Schlammes scheint die Vergasung zu bieten²). In Köpenick (eine der neueren Anlagen) wird die Schlammausscheidung nicht in Heberkesseln, sondern in 190 m langen Becken bewirkt und der Schlamm wird nicht gepreßt, sondern in offenen Schuppen an der Luft getrocknet. Die gewonnenen Gase werden zur Erzeugung von Elektrizität benutzt³).

b) Mechanische Klärung.

Klärbecken. Durch rein mechanische Klärung kann man mit Klärbecken oder Klärbrunnen von wirtschaftlich vertretbaren Abmessungen außer den Rechen- und Sandfangstoffen noch 60—70% der Schwebestoffe ausscheiden. Da die Schlammablagerung beim Eintritt des Abwassers in das Becken

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²)    W. Schweitzer, Das Abwasserklärwerk der Stadt Elbing. Rothe-Degenersches Kohlebreiverfahren unter besonderer Berücksichtigung der Schlammvergasung. Journ. f. Gasbeleuchtung und Wasserversorgung 1911, Nr. 10, S. 231.

³)    Bruno Heine, Kanalisationswerk der Stadt Köpenick. Zeitschrift „Gesundheit“ 1909,

S. 577 u. f.

stets am stärksten ist, so wird man bei Klärbecken grundsätzlich die Sohle am Eintritt am tiefsten legen und sie nach dem Ausfluß zu ansteigen lassen. Als passende Geschwindigkeiten des Wassers im Klärbecken werden 4—20 mm/sek anzusehen sein. Der Querschnitt ist nach der größten Trockenwetterwassermenge zu bemessen. Bei kleiner Geschwindigkeit wird zwar die Schlammenge größer, aber der Wassergehalt des Schlammes auch größer, so daß, nach Trockenmasse verglichen, mit kleineren Geschwindigkeiten erheblich größere Ausscheidungen nicht zu erzielen sind. Der geringere Wassergehalt erleichtert die Behandlung des Schlammes. Bei Festsetzung der Abmessungen des Klärbeckens ist darauf Rücksicht zu nehmen, daß bei Regenwetter der nicht durch die Regenauslässe direkt abgeführte Teil der Regenwassermenge durch das Klärbecken fließen muß. Für die Berechnung wird bei Klärbecken meistens eine 3—5 fach größere Wassermenge als der größte sekundliche Trockenwetterabfluß angenommen. Die Geschwindigkeit im Klärbecken darf nicht über 60 mm/sek steigen, damit der Schlamm nicht aufgewühlt wird.

Nach Frühling¹) ergeben sich auf Grund der von Steuernagel in Cöln angestellten Versuche bei 1 und 2 m Wassertiefe und 20 und 4 mm Geschwindigkeit die in den verschiedenen Abschnitten des Beckens erforderlichen Schlamm-räume nach folgender Tabelle:

Tabelle III.

Erforderlicher Schlammraum bei einem Parallelbecken mit 4 und 20 mm Durchflußgeschwindigkeit für je 1000 cbm Durchflußmenge.

Beckenabschnitt

0—3    3—6 6—10 Ii0—15 15—20 20—30 30—45 45—60 60—80 m

zusammen

bei 2 m Wassertiefe

1. bei 20 mm Geschwindigkeit .....

entsprechend einer Klärwirkung von .

1,262

0,351

0,200

0,193

0,154

0,174

0,069

0,085

32,7

41,8

47,0

52,0

56,0

60,5

63,0

65,2

0,163 cbm 68,4%

2,651 cbm

2. bei 4 mm Geschwindigkeit .....

entsprechend einer Klärwirkung von.

2,97

52,0

0,486

0,183

0,166

0,034

0,063

0,103

0,103

60,5

63,7

66,6

67,2

68,3

70,1

71,9

0,139 cbm 74,3 %

4,247 cbm mit stärkerem Wassergehalt

bei 1 m Wassertiefe

3. bei 20 mm Geschwindigkeit .....

entsprechend einer Klärwirkung von .

1,55

0,274

0,251

0,166

0,067

0,107

0,063

0,026

41,8

49,2

56,0

60,5

62,3

65,2

66,9

67,6

0,037 cbm

68,6%

2,541 cbm

4. bei 4 mm Geschwindigkeit .....

entsprechend einer Klärwirkung von .

3,46

0,29

0,11

0,06

0,06

0,14

0,19

0,07

60,5

65,2

67,2

68,3

69,4

71,8

75,1

76,4

0,1 cbm 78,1 %

4,480 cbm mit stärkerem Wassergehalt

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Fig. 126.

Schematisch dargestellt müßte daher die Beckensohle nach Fig. 126 geformt sein, wenn bei gefülltem Schlammraum die Schlammdecke ungefähr parallel zum Wasserspiegel stehen soll.

Aus obiger Tabelle ist zu schließen, daß die Klärwirkung bei flachem Becken schneller vor sich geht als bei tiefem, und daß man erstere deshalb kürzer machen kann. Indessen wird bei flachem Becken wegen der größeren Breite die Anlage der Regulierungs- und Abschlußschützen kostspieliger. Auch wird die Verteilung des Schlammes nicht so gleichmäßig erfolgen, wie in schmäleren Becken mit größerer Wassertiefe. Die Länge des Beckens schwankt bei ausgeführten Anlagen etwa zwischen dem 6- und 15 fachen der Breite und muß sich nach den Anforderungen richten, welche bezüglich Ausscheidung der Schwebestoffe gestellt werden. Bei neueren Anlagen sind bei kleinen Geschwindigkeiten Längenmaße von 40—45 m, bei größeren Geschwindigkeiten 50—60 m mehrfach gewählt. Aufenthalt des Wassers im Becken bei größtem Trockenwasserabfluß 50 Minuten bis 3 Stunden.

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Fig. 127. Gelenkschwimmer.

Die Schützen beim Einlauf werden am besten nach unten verschieblich hergestellt, damit der Eintritt möglichst ruhig erfolgt. An der Ausflußseite des Beckens kann eine Überfallschwelle möglichst in ganzer Breite für den normalen Betrieb den ruhigen Abschluß gewährleisten. Zur ruhigen Entleerung eignen sich Klappschützen, wie sie beim Cölner Becken verwendet wurden (2 Öffnungen von je 3,7 m Lichtweite; Fig. 128), oder Gelenkschwimmer¹) (Fig. 127)» oder Jalousieschützen, bei welchen die einzelnen wagerechten Abflußöffnungen nacheinander in Tätigkeit treten. Eine derartige Schütze ist von Fischer für die Anlage in Rheydt (D.R.P. Nr. 145176) verwendet. Anfertigung durch die Geiger sehe Fabrik in Karlsruhe. Von der letztgenannten Fabrik wird auch ein Trommelschütz mit vertikaler Achse gebaut, welches einen in der Beckenwand angebrachten senkrechten, mit einem metallenen Rahmen eingefaßten Schlitz abschließt.

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Fig. 128 a und b. Schematische Darstellung eines Kölner Klärbeckens, e Einlaufkanal, a Abschlußschützen, s Pumpensumpf, z Schützen zur Regelung des Zuflusses, b Schwimmbaum, k Klappschütz, w Winde zum Stellen des Klappschützes, c Ablaufkanal.

Die Schützöffnungen in Form stehender Rechtecke sind treppenförmig übereinander derart in der Zylinderwand angeordnet, daß die Schwerpunkte derselben in eine um den Zylinder herum beschriebene Schraubenlinie fallen. Wenn der Spiegel im Becken der untersten Kante des oberen

!) Vgl. die Mitteilungen der Kgl. Prüfungsanstalt 1909, Heft 11.

105

Taschenbuch für Bauingenieure.

Schlitzes nahekommt, wird der Zylinder so weit gedreht, daß die nächste Öffnung frei wird und auf diese Weise die Absenkung langsam und schichtenweise erfolgen kann.

Parallele Klärbecken sind u. a. verwendet in Frankfurt, Cöln, Flannover, Cassel, Mannheim, München-Gladbach usw.

Das Schema des Cölner Klärbeckens zeigt Fig. 128 a und b. Das Quergefälle des Beckens nach der Mitte beträgt 1: 20.

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Fig. 129 a. Lageplanskizze der Kläranlage für Hannover.

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Fig. 129 b. Längsschnitt eines Klärbeckens in Hannover, a Zuflußkanal von den Pumpen, b Einlauf schützen, c Schlammleitung, d Entleerungsschieber, e Trübwasserkanal / Ablaufkanal.

Fig. 129 a zeigt die Situationsskizze und Fig. 129 b den Längsschnitt der Anlage in Hannover¹).

Da die Leine bei hohen Wasserständen sehr große Wassermengen führt, so ist die Einrich-tung getroffen, daß unter Umständen auch ungeklärte Wässer in den Fluß abgelassen werden können. Die Durchflußgeschwindigkeit des Trockenwetterabflusses beträgt in Hannover nur 3 mm.

Für Cöln waren früher 4 mm Geschwindigkeit vorgeschrieben, auf Grund der Versuche von Steuernagel sind jetzt aber erheblich größere Geschwindigkeiten zugelassen.

In Mannheim beträgt die größte zugelassene Durchflußgeschwindigkeit bei Verdünnung mit Regenwasser nur 20 mm.

Es empfiehlt sich, die Becken mit möglichst glattem Material auszukleiden, wofür sich glasierte Klinker am besten eignen, wenn sie auch recht kostspielig sind.

Steuernagel empfiehlt die Schlammbeseitigung unter Entleerung des Beckens alle 2—4 Tage im Sommer und alle'3—5 Tage im Winter vorzunehmen.

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Grundriß 1 : 7 50.

Fig. 130. Kläranlage für Elberfeld - Barmen. 1 Hauptsiel, 2, 3 Sandfänge, 4, 5 Flügelrechen, 6 Platz für einen dri tten Rechen. 7 Schlammbrunnen, 8 Vakuumkessel und Pumpe, 9 Schlammzuleitungen. 10 Schlammventile. 11 Druckleitung nach den Schlammteichen, 12 Abflußleitung der rechtsliegenden Becken, 13 Einlaßschieber. 14 Ablaufschieber, 15 Schaltraum mit Umformer. 16 Werkstatt, 17 Lagerräume, 18 Einsteigeschächte.

Bei der vom Stadtbaurat Schönfelder¹) in Elberfeld entworfenen Anlage für diese Stadt und für Barmen ist durch Einbau trichterförmiger Schlammfänge in das Becken die Möglichkeit gegeben, den Schlamm während des Betriebes zu beseitigen (Fig. 130 u. Fig. 130 a bis c). Aus diesen Schlammtrichtern wird der Schlamm durch den Wasserdruck zu den Schlammbrunnen Nr. 7 gedrückt und

ü Schönfelder, Die städtische Abwässer-Kläranlage von Barmen-Elberfeld. Mitteilungen der Kgl. Prüfungsanstalt 1907, Heft 8, S. 20 u. f.

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Fig. 130 a. Längenschnitt eines Beckens 1 : 400.

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Fig. 130d. Längenschnitt durch Sandfanggebäude und Maschinenhaus 1 : 400.

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Querschnitt bei A. Fig. 130 b.

Querschnitt bei B.

Querschnitt eines Beckens 1 : 400. Fig. 130 c.

von hier durch Pumpwerke zu den Schlammteichen weiter befördert. Bevor das Wasser in die Klärbecken gelangt, muß es erst Flügelrechen und Sandfang passieren. Die Schlammentleerung erfolgt in der Regel alle 24 Stunden einmal.

Die Parallelbecken werden meistens offen hergestellt. Überwölbung wird da nötig, wo die Kläranlagen sich in unmittelbarer Nähe von Wohnstätten befinden. In dem Falle sind sie möglichst durch Anschluß an einen Schornstein oder durch besondere Ventilationsschächte sorgfältig zu lüften.

Klärbrunnen. Zur Erleichterung der Schlammbeseitigung werden anstatt der Klärbecken vielfach auch Klärbrunnen gebaut, bei welchen die Bewegung des Wassers von unten nach oben stattfindet und der Schlamm sich in der trichterförmigen Sohle ansammelt.

In Dortmund wurde das Wasser in einem Zuführungsrohr in den Brunnen bis zum Rande des Schlammkegels geführt und dort durch sternförmige Verteiler gleichmäßig auf den Brunnenquerschnitt verteilt. Die Steighöhe des Brunnens von 6,5 m Durchmesser betrug rund 8,0 m, und um auch oben den Abfluß gleichmäßig zu gestalten, war ein System von Rinnen ein wenig unter dem normalen Spiegel befestigt, welches das Wasser dem Abflußkanal zuführte. Das Schlammsaugerohr ging durch das Zuführungsrohr in dessen Achse hindurch bis in den Schlammkegel hinein. Die Aufsteiggeschwindigkeit betrug 2,5 mm, die Klärwirkung etwa 50% der Schwebestoffe.

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Fig. 131 a. Grundriß der Gubener Kläranlage, a Zufluß vom Sandfang, b Hauptzuflußkanal, c Hauptabflußkanäle, d Abfluß zu den Koksfiltem.

Eine ganze Reihe von Klärbrunnen sind u. a. nach Entwürfen von Mairich (t 1903) ausgeführt. Bei seinen späteren Anlagen in Ohrdruf, Langensalza und Guben wählte Mairich kleine Brunnenquerschnitte von 4—5 qm und fügte 4 oder 6 Brunnen zu einer Gruppe zusammen.

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Fig. 131b. Querschnitt der Gubener Klärbrunnen, b Zuflußkanal, c Abflußkanäle, K Schlammkanal, s Schlammventile, m Ventile zur Spülung der Schlammleitung.

Aus einer gemeinschaftlichen Zulaufrinne wird das Wasser den einzelnen Brunnen durch ein sich unten trichterförmig erweiterndes Rohr zugeführt (Fig. 131a und b)¹). Die aufsteigende Geschwindigkeit des Wassers im Brunnen beträgt bei Trockenwetterabfluß nur ¹/₅—¹/₂ mm/sek. In jedem Brunnen befindet sich oben 25 cm unter dem normalen Spiegel, wo das Wasser verhältnismäßig am reinsten ist, ein aus 8 Strahlen bestehender Stern durchlochter Rohre, durch welche das Wasser abgeführt wird. Der untere für den Schlamm bestimmte Teil des Brunnens ist pyramidenförmig und aus ihm kann der Schlamm durch Aufziehen des Bodenventils in die

Schlammleitung gelangen, die sich unter den Brunnen hinzieht und in den begehbaren Schlammkanal K mündet. Erst wenn die Brunnenventile wieder geschlossen sind, wird das Ventil s nach dem Schlammkanal geöffnet und der Schlamm kann in denselben eintreten, da die Schlammleitungen nach oben verlängert sind und von dort die Luft eintreten kann. Hierdurch soll erreicht werden, daß das Ablassen des Schlammes während des Brunnenbetriebes geschehen kann und daß möglichst wenig Abwasser mit dem Schlamm austritt. Die Schlammleitung kann durch besondere Ventile m von der Ablaufrinne aus gespült werden.

Von deutschen Kläranlagen mit Brunnen seien noch genannt: Aschersleben (30 000 E.), Schweidnitz (32 000 E.), Tilsit (35 000 E.), Brieg (29 000 E.), Allenstein (26 000 E.) und Thorn (43 000 E.).

Bei allen Kläranlagen mit häufiger Schlammentleerung bildet die Haupt -Schwierigkeit die Behandlung des Schlammes. An die Luft gebracht tritt Fäulnis ein und Geruchbelästigung und Fliegenplage sind die Folgen. Da der frische Schlamm schwerer als Wasser ist, sein Wassergehalt aber 90—95 %> so sammelt sich das Wasser auf den Trockenplätzen über dem Schlamm und ist durch Drainage nicht zu entfernen. Deshalb dauert das Trocknen des Schlammes aus Absitzbecken oft Wochen und Monate. Um die Schlammbehandlung zu erleichtern, hat man sog. Faulbecken angelegt, in welchen der Schlamm wochenlang und selbst monatelang bleibt und dort ausfault. Hierdurch werden mindestens ca. 30% des Schlammes in Gas verwandelt und der Wassergehalt desselben von ca. 90—95% auf ca. 80% vermindert. Der aus dem Faulbecken durch natürlichen Wasserüberdruck gedrückte Schlamm ist bereits in 4—5 Tagen soweit getrocknet, daß er wie nasse Erde gestochen werden kann. Der Menge nach beträgt der Schlamm aus Faul-becken pro cbm des gleichen Abwassers aber nur */B—x/₃ des Schlammes aus Absitzbecken, und man kann daher mit viel kleineren Schlammplätzen aus-kommen. Auch tritt eine Geruchbelästigung durch den Schlamm selbst nicht mehr auf und die Fliegenplage fällt gleichfalls zum größten Teile weg. Dagegen ist das aus dem Faulbecken ausfließende Wasser, welches gleichfalls fäulnisfähig bleibt, mit Gasen gefüllt, welche sich durch üblen Geruch unangenehm bemerkbar machen, wenn das geklärte Abwasser in stärkere Bewegung gerät.

Ein Vorteil für die biologische Nachbehandlung der Abwässer wird nach Dunbar durch das Faul verfahren, verglichen mit dem Absitzverfahren, nicht erzielt⁴).

Um die Vorteile des Faul Verfahrens für die Schlammbehandlung mit dem wichtigen Vorteil der Klärbecken, daß das Abwasser nach 1—3stündigem Aufenthalt im Klärbecken also verhältnismäßig frisch zum Abfluß gelangt, zu vereinigen, gab Regierungsbaumeister Wattenberg die erste Anregung zu den sog. Emscherbrunnen, welche u. a. durch Regierungsbaumeister Dr.-Ing. Imhoff später weitere Ausbildung erfahren haben⁵). Das durch einen Grobrechen von etwa 35—50 mm Lichtweite — dem unter Umständen noch ein Sandfang vor- oder nachgeschaltet werden kann — vorgereinigte Wasser tritt in ein Klärbecken (Klärrinne) von dreieckiger Sohle, welches über einem, zwei oder mehr Brunnen derartig angeordnet ist, daß die sich absetzenden Schwebestoffe aus der Klärrinne direkt in die Brunnen fallen. Bei der ursprünglichen Anlage hatte man in die Rinne noch kleine Bretter G eingebaut, um das Wasser gut zu verteilen und um schwimmende Sperrstoffe, wie Streichhölzer, Korken usw., die durch den Rechen hindurchgegangen waren, sowie Fette zurückzuhalten. Die Zuleitung wird meist so eingerichtet, daß durch entsprechend kleine, einfache vSchützen die Brunnenrinne von beiden Seiten aus beschickt werden kann, damit die Ablagerung in den Brunnen eine möglichst gleichmäßige wird. Auch wird man bei zwei Reihen von Brunnen nebeneinander dafür sorgen, daß dieselben sowohl parallel als auch in Reihen hintereinander geschaltet werden können.

Bei entsprechender Größe des Schlammraumes im Faulbecken kann der Schlamm daselbst 2—3 Monate und unter Umständen noch länger liegen bleiben und vollkommen ausfaulen, während das geklärte Wasser verhältnismäßig frisch in den Vorfluter oder zu der biologischen Nachreinigungsanlage gelangt. Die Länge des Klärbeckens wird so zu wählen sein, daß der größte Trockenwetterabfluß mindestens etwa 50—60 Minuten braucht (Geschwindigkeit 4—7 uim/sek), um eine Brunnenreihe zu überfließen (vgl. Fig. 132, 133» 134).

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Fig. 132 bis 134. Schematische Darstellung einer Emscherbrunnen-Anlage. A Zulauf, B Rechen, C Rinne, D Gabelung der Zuleitung, E Schützen, F Brunnen, G Holzschürzen, H Brunnenabdeckung, / Verbindungsleitung, K Schlammrohr, L Schlammkanal, M Entleerungsrohr, N Entleerungsschieber, O Sammelbrunnen, P Ablaufrohr, R Schlammschieber, S Klärrinne, T Verschluß der Öffnung für das Rohr zur Grundwasserabsenkung während des Baues, U Überläufe.

Nach Frühling¹) kann man annehmen, daß der Schlamm im Faulbecken täglich ¹/i2o seines ursprünglichen Rauminhaltes verliert und daß diese Verminderung 80 Tage lang fortdauert, so daß am Ende des 80. Tages der am ersten Tage ausgeschiedene Schlamm nur noch ¹/₃ des anfänglich beanspruchten Raumes

¹

)    Das städtische Tiefbauwesen in Frankfurt a. M., herausgegeben vom städtischen Tiefbauamt Frankfurt a. M. 1903.

²

)    Beschreibung mit Abbüdungen einer Versuchsanlage mit dem Siebschaufelrad in Straßburg befindet sich in der Zeitschrift „Gesundheit“ 1909, Nr. 17.

³

s) In Cossebaude bei Dresden.

⁴

   Dunbar, a. a. O., S. 140.

⁵

²)    P. Kurgaß, Düsseldorf: Der Emscherbrunnen. Ein neues Verfahren der Abwasserreinigung. Z, Ver. deutsch, Ing. 1908, S, 1713 u. f.

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tägliche Schlammenge, n die Zahl der Tage und a die tägliche Raumverminderung des Schlammes bedeuten. Es wäre also für

Co s

<-n O

80 Tage

53 • s

Bleibt der Schlamm länger stehen, so wird sich für diese Zeit die Raum Verminderung auf diejenigen Teile des Schlammes beschränken, die noch kein Alter von 80 Tagen haben und demnach würde

nach 120 das 6 7

240 320 Tagen 107 133 fache

der Tages-Schlammenge s im Faulraum vorhanden sein. Wegen der Annahme für s (2—5 1 pro cbm) siehe S. 1664.

Das Herausnehmen des Schlammes erfolgt mit Hilfe des Wasserüberdrucks durch ein Schlammrohr K in den Schlammkanal L, wenn der Schieber bei R geöffnet wird.

Trotzdem der Schlamm nur noch 80% Wasser enthält, tritt er als leichtbewegliche, dickflüssige Masse aus. Seine Beweglichkeit wird durch die in ihm enthaltenen Gase erleichtert. Daher sind tiefe Brunnen (10,0 m) bei denen ein größerer Teil der Zersetzungsgase im Schlamm durch den großen Wasserdruck festgehalten wird, für die Schlammbehandlung besser als flache. Damit der Schlamm möglichst leicht bleibt, bis er auf den Trockenplätzen angekommen ist, und damit sich infolgedessen das Wasser auf den Trockenplätzen schnell nach unten zieht, sind Saugepumpen zum Herausholen des Schlammes jedenfalls zu vermeiden, weil dieselben den Schlamm zu stark entgasen würden. Bei 1—2,0 m Überdruck kann man aus 10,0 m tiefen Emscherbrunnen den Schlamm ohne weitere Hilfsmittel entfernen.

Die Gase, welche aus dem Schlammraum aufsteigen (meistens geruchlose Sumpfgase und Kohlensäure) sammeln sich unter der abnehmbaren Decke neben der Rinne, welche, um etwaige Geruchbelästigungen zu vermeiden, möglichst dicht sein sollte. Für gute Lüftung des Gasraumes ist zu sorgen. Die aufsteigenden Gase nehmen Schlamm mit, der allmählich eine Schwimmdecke bildet.

Sobald der Schlamm der Schwimmdecke sein Gas verloren hat, wird er wieder schwerer als Wasser und sinkt unter. Infolgedessen findet ein fortwährendes Auf- und Absteigen von Schlamm statt. Hat die Schwimmdecke eine gewisse Stärke erreicht, die das Gas nicht mehr gut durchläßt, so wird die Schwimmdecke so weit aus dem Wasser gehoben, daß sie trocknet und bequem abgeschöpft werden kann. Ein Emscherbrunnen braucht nach der Inbetriebnahme ca. 2 bis

3    Monate, um „reif“ zu werden, d. h. bis sich seine biologischen Eigenschaften voll entwickelt haben. In der ersten Zeit geht die Schlammzersetzung langsamer vor sich. Deshalb wird man die Brunnen auch nicht entleeren, sondern nur alle

4    Wochen den unteren, vollkommen ausgefaulten Schlamm herausdrücken, derart, daß jedes Schlammteilchen etwa 3—4 Monate im Brunnen bleibt.

Über die Schlammbehandlung im Emscherbrunnen macht Dr. Imhoff, Vorsteher der Abwasserabteilung der Emschergenossenschaft, Essen a. d. Ruhr, im Techn. Gemeindebl. 1911, S. 193 ff* interessante Angaben. Über die Betriebsergebnisse seien aus dem Techn. Gemeindebl. 1911, S. 313 ff« einige Mitteilungen hier wiedergegeben¹):

Hiernach soll die Schlammausscheidung etwa 80% der absetzbaren Schwebestoffe betragen und der entfernte Schlamm nur etwa 75% Wassergehalt gehabt

Dr.-Ing. Spillner & Blunk, Betriebsergebnisse ans mechanischen Kläranlagen der Emschergenossenschaft,

haben. Der Schlamm wird auf drainierten Trockenplätzen mit Unterbau aus Schlacke getrocknet und verliert noch etwa 10—15% seines Wassergehaltes. Wird das im Emscherbrunnen geklärte Wasser noch biologisch nachbehandelt, so wird man folgerichtig auch diese Trockenplätze als biologische Tropfkörper (nach Dunbar) vgl. S. 1678 aufbauen, so daß das aus dem Schlamm entweichende Wasser gleichfalls fäulnisunfähig wird. Der Trockenplatz in Essen ist 900 qm groß bei einer jährlichen Schlammtrocknung von 5500 cbm¹), so daß auf 1 qm Schlammplatz im Jahr 6,1 cbm Schlamm entfallen. Der Schlamm wird in

27 bis

Schichten von etwa 20—25 cm Höhe aufgebracht, so daß etwa

610 22^5

28 Füllungen der Trockenplätze im J ahr erforderlich sind, um die obigen Mengen zu trocknen. Da die Trockenzeit im Durchschnitt 6 Tage beträgt, so sind im Jahre 28*6 = 168 Trockentage für die Schlammtrocknung erforderlich. Es bleibt demnach sowohl für die Räumung und Wiederinstandsetzung des Schlammplatzes als auch für Störungen durch Frosttage der nötige Spielraum. Über die jährlichen Kosten werden a. a. O. folgende Angaben gemacht:

Kläranlage

Ein

wohner

ange

schlossen

Abwasser cbm in 1 Tag

Gesamte Kosten einschl. Zinsen und Tilgung, Betrieb und Unterhaltung

Kosten allein für

1 cbm

Abwasser Betrieb und Unterhaltung

f. 1 Jahr f. 1 Kopf

zu reinigen kostet

Pf.

Pf.

im Jahr f. 1 Kopf

Mk.

Pf.

30 000    9 000    9 420

. . 145 000    50 000    40 750

Recklinghausen Bochum

Essen NW. . .    60 000    48 000    24 620

T“- OO T-

ro M rh

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3000 14 400 8 800

Hiernach betragen die Gesamtkosten im Durchschnitt rund 32 Pf. auf den Kopf oder 0,22 Pf. pro cbm Abwasser. Die Temperatur des Abwassers ist auch im Winter noch so hoch und der Temperatur Verlust in der Anlage so gering, daß ein Einfrieren nicht zu befürchten ist. Die Raumabnahme des nassen Schlammes im Emscherbrunnen beträgt rund 85 %• Von der Trockensubstanz werden 25—30% vergast, die übrige Abnahme des Schlammes findet durch Verminderung des Wassergehaltes statt. Durch Trocknung nimmt der Brunnenschlamm noch um weitere 35% seines Volumens ab.

D. Natürliche biologische Reinigung.

Abgesehen von dem Degenerschen Kohlebreiverfahren, bei dem die Fäulnis -fähigkeit des Reinigungsproduktes fast ganz beseitigt werden kann, ist dieses Ziel mit den sonstigen bekannten, auf dem Absitz-, Fällungs- oder Faul verfahren beruhenden Reinigungsmethoden bisher nicht zu' erreichen, vielmehr sind nach dem heutigen Stande der Technik hierzu nur die natürlichen und künstlichen biologischen Reinigungsverfahren geeignet.

1. Von den natürlichen biologischen Verfahren ist die Rieselei mit Versickerung noch immer das bei weitem wirksamste und bewährteste. Der Bedarf an Land wurde in Berlin früher zu 1 ha für 270 Einwohner angenommen. Nach den heute vorliegenden Erfahrungen kann man bei guter Durchlässigkeit des Bodens und guter Drainage unbedenklich

die Einwohnerzahl auf 1 ha auf 400 bei täglich 120 1 pro Kopf ohne Vorreinigung der Abwässer erhöhen. Wird der größte Teil der Schwebestoffe aus dem Abwasser durch Absitz- oder Faul verfahren vor der Rieselei beseitigt, so können bei entsprechender Durchlässigkeit und Drainage des Bodens bis zu 1000 Einwohner und noch mehr auf 1 ha* gerechnet werden, wie es z. B. in Charlotten -bürg der Fall ist, wo man anstatt neue Flächen zu aptieren, Klärbecken angelegt hat. Bei 400 Einwohnern pro ha und 120 1 pro Kopf und Tag kommen, wenn angenommen wird, daß mit Rücksicht auf die Bewirtschaftung immer nur ¹/₃ der Gesamtfläche für die Rieselei zur Verfügung steht,

400 • 120

1000

= 48 cbm/ha

auf einen Tag und

3 • 48 • 1000

24 • 3600

oo

1,7 1/sek/auf 1 ha.

Bei größerer Beschickung der Rieselfelder ist eine Berechnung der Drain-weiten erforderlich, damit die Eintrittsgeschwindigkeit des Wassers in die Drain-röhren nicht so groß wird, daß Sand mitgerissen werden kann¹). Bestgeeigneter Boden ist sandiger Lehm, der auf sehr durchlässigen Schichten ruht. Sehr feiner Sand erschwert die Durchlüftung des Bodens und dichter Lehm gestattet die Versickerung nicht. Mooriger Boden und Ländereien, bei denen der Grundwasserspiegel durchschnittlich höher als 1,30 m unter der Oberfläche liegt, sind für Sickerrieselung nicht geeignet. Die Mindesttiefe eines Drainrohres unter der Oberfläche am obersten Ende wird schwankend zwischen 0,7 und 1,0 m angenommen. Über den Abstand der Drainrohren usw. vgl. S. 923*

Die Drainröhren müssen in den Entwässerungsgräben über dem normalen Wasserspiegel ausmünden, damit die Durchlüfturig des Bodens gesichert bleibt.

Die Reinigung der Wässer beruht auf der mechanischen Zurückhaltung der ungelösten Stoffe, auf dem Pflanzenwuchs und auf der Zersetzung der Stoffe durch die biologischen Einwirkungen. Nach Grandke²) verbrauchen bei guten Ernten auf 1 ha:

Stickstoff

Phosphorsäure

Kali

Raygras Kohl . .

214

69

114

67

Futterrüben

. • 118

47

Sommerweizen . .    54

62

260 kg

177 „ 262 „ 42 „

Im Durchschnitt enthalten städtische Abwässer in den gelösten Teilen 0,08 kg/cbm Stickstoff, 0,06 kg/cbm Kali, 0,02 kg/cbm Phosphorsäure.

Da auf 400 Einwohner pro ha 365 • 48 = 17 520 cbm Abwasser auf das Feld kommen, so kann zwar auch bei der bestgeeigneten Pflanze, dem italienischen Raygras, die Menge der Pflanzennährstoffe bei weitem nicht ganz verzehrt werden, aber doch immerhin ein ansehnlicher Teil davon.

Die Aptierung des Bodens erfolgt entweder für Hangbau oder Beetbau oder als Einstaubecken. Der Hangbau ist besonders für Grasbau, die Beete für Gemüse und Futterrüben und die Einstaubecken für Körnerbau geeignet. Gefälle

b Frühling, a. a. O., S. 610.

²) Grandke, Die Rieselfelder von Berlin. Berlin 1892.

der Hangflächen etwa 1: 30 oder mehr, Länge der einzelnen Hänge in der Ge-fällsrichtung 40—50 m, Breite bis zu etwa 150 m, Breite der einzelnen Beete 1—2 m. Größe der Einstaubecken 2—10 ha mit durchschnittlich 1,0 m Fülltiefe. Letztere haben den Nachteil, daß während der Füllung die Bodenlüftung von oben verhindert ist. Durch Rieselei mit Bodenfiltration kann man bei guter Durchlüftung ein Reinigungsprodukt erzielen, bei dem der Verbrauch an KMn04 mindestens auf 45—60 mg/1 herabsinkt, die Keimzahl gegen das Rohwasser um 99% abnimmt und eine 90—95proz. Verringerung des Ammoniakgehaltes eintritt.

Wo Sickerberieselung nicht möglich ist, kann auch die Oberflächenberieselung gute Resultate erzielen, wenn man das Wasser über mehrere Hänge hintereinander fließen läßt (vgl. Fig. 135).

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Fig. 135-

Da die Aptierung einschließlich Druckleitung auf 1000—2500 M. pro ha je nach den Terrainschwierigkeiten, Länge und Tiefe der Vorflut graben, Dichtigkeit der Drainage usw. zu veranschlagen ist und für den Ankauf in Deutschland auch noch 1—2000 M. hinzukommen, so kann es wirtschaftlich vorteilhaft sein, die Leistungsfähigkeit der Rieselfelder durch Anlage von Klärbecken oder Faulbecken oder Emscher Brunnen zu erhöhen, wie es bereits zahlreiche Städte (z. B. Charlottenburg, Bielefeld, Bromberg, Cottbus, Münster, Funkstadt, Quedlinburg, Schöneberg und Steglitz) getan haben.

Um die Aptierung ganz zu sparen, hat man stellenweise das Spritzverfahren einzuführen versucht¹), bei dem ein systematisch verlegtes Verteilungsnetz, dessen Zweige etwa 2—3 km voneinander entfernt liegen können, eine Be-sprengung des ganzen Feldes gestattet. Hierbei kommt es besonders auf zweckmäßige, billige und dauerhafte Konstruktion für die beweglichen Anschluß- und .Schlauchleitungen an. Wenn für anderweitige Unterbringung des Abwassers während der Zeit auf billige Weise gesorgt werden kann, in welcher nicht gespritzt wird, so hat das Verfahren wohl wirtschaftliche Vorzüge. Erwähnt sei noch, daß in Königsberg i. Pr., wo die Abwässer ins Frische Haff gehen, auf der 30 km langen Strecke der teils offenen, teils geschlossenen Leitung die Abwässer an Interessenten unentgeltlich abgegeben und zum großen Teil zu Riesel- und Düngungszwecken verwendet werden.

Nach R. Fischer²) haben die gesamten Kosten der Reinigung durch Rieselfelder einschließlich der Pumparbeit betragen:

Gesamtjahreskosten der Reinigung durch Rieselfelder.

in

Berlin

Breslau

Braun

schweig

Magde

burg

Dort

mund

Freiburg i. B.

Für 1 ha der Rieselfläche . ,, 1 Einwohner . . . . ,, 1 cbm Abwasser . .

577

2,08

318

0,043

0,65

441,5

1,35

368

0,013

0,03

0,83

298

1,01

178,1

Mk.

0,0193

0,018

0,78

0,0076

Hiervon entfallen auf die Bewirtschaftung der Rieselfelder einschließlich 4% des Grunderwerbs- und Anlagekapitals und abzüglich der Einnahmen:

ł) Gerson in Weyls Handbuch der Hygiene, Bd. II. Jena 1897, S. 253 u. f.

²) R. Fischer in Friedrichs Kulturtechnischem Wasserbau, 2. Aufl., 2. Teil, S. 546/47.

in

Berlin

Bres-

lau

Braun-

schweig

Magde-

bürg

Dort

mund

Freiburg i. B.

Bemerkungen

Für 1 ha Rieselfläche

Für 1 Einwohner Für 1 cbm Abwasser

301

1,09

0,022

173

0,35

0,0068

239

0,71

0,016

90

0,20

0,0046

266

0,85

0,015

171

0,75

0,0073

Mk.

Die nicht aptier-ten Flächen sind nicht mitgerechnet.

Auf die Hebung und Zuleitung der Abwasser entfallen:

in

Berlin Breslau

Braun- Magde-    Dort- Freischweig    bürg    mund burgi. B.

276    145    209

0,99    0,30    0,64

0,021 0,0057 0,014

Für 1 ha Rieselfläche . . 1 Einwohner . . . . 1 cbm Abwasser . .

278    32    7,1    Mk.

0,62 0,16 0,03

0,014    0,003    0,0003    ,,

2. I ntermittierende Bodenfilterung. Bei der intermittierenden Bodenfilterung beruht die Reinigung auf denselben Wirkungen wie bei der Sickerberieselung, nur daß der Pflanzenwuchs wegfällt, also die Reinigung der einzige Zweck der Bodenfiltrierung bleibt.

Durch die Versuche von Sir E. Frankland (1871) ist zuerst darauf hingewiesen, daß man durch sorgfältige Auswahl des Bodens, Aufbau und Behandlung des Filters die Leistungsfähigkeit pro Flächeneinheit gewaltig steigern kann (5000 Einwohner auf 1 ha). Aber erst durch die umfangreichen Versuche des Gesundheitsrates des Staates Massachusetts (V. S.) hat das Verfahren größere praktische Bedeutung bekommen²).

Bei einem guten Bodenfilter sollten die capillaren Räume (Wasserkapazität) 15—20%, die Räume zwischen den größeren Körnern (Luftkapazität) 20—25% aufweisen³). Ersteres wird der Fall sein, wenn 60% der Körner kleiner als 0,6 bis 1,5 mm sind. Ferner ist eine geregelte Beschickung mit genügend langen Unterbrechungen und eine möglichst gleichmäßige Verteilung des Abwassers über die Oberfläche erforderlich. Mit Rücksicht auf die Notwendigkeit, bestimmte Ruhepausen zwischen den einzelnen Beschickungen innezuhalten, ist es nötig, die Wassermenge in kurzer Zeit aufzubringen. Deshalb dürfen die einzelnen Stücke nicht zu groß gewählt werden. Auf keinen Fall darf die Wassermenge der einzelnen Beschickung die Wasserkapazität des Filterkörpers überschreiten.

Nach den Versuchen in Lawrence, Massachusetts, können etwa 500 cbm pro ha täglich an Wasser auf Bodenfiltern gereinigt werden oder das Wasser von 4166 Köpfen bei 120 1 pro Tag. Zweckmäßig ist, die Tages-Wassermenge nicht auf einmal, sondern kleinere Wassermengen mit kürzeren Zwischenpausen aufzubringen, etwa in der Art, daß Zwischenpausen von 6 Stunden entstehen. Wenn auch nicht unbedingt nötig, so ist doch eine Vorreinigung des Wassers bei Bodenfiltration sehr empfehlenswert, um die zu schnelle Bildung einer dichten Schlammdecke auf der Oberfläche zu verhindern. Die zulässige tägliche Beschickungsmenge pro ha kann bei guter Vorreinigung erhöht werden. Da die Bodenfiltration eine sehr dichte und sorgfältige Drainage und mehr Bedienung als die Rieselfelder verlangt, ohne im übrigen die geringsten Einnahmen zu liefern, so kommt diese Reinigungsmethode nur da in Frage, wo für Sickeroder Oberflächenrieselei geeigneter Boden in größeren Flächen zu wirtschaftlich vertretbaren Preisen nicht zu haben ist¹).

E. Künstliche biologische Reinigung.

Die bei der intermittierenden Bodenfiltration gewonnenen Erfahrungen regten zu Untersuchungen an, ob nicht mit noch kleineren Flächen und kleineren Maßen von Reinigungsmaterial auszukommen sei.

1. So entstand zunächst das Füllverfahren (intermittierendes künstliches biologisches Verfahren). Vorreinigung ist hierbei stets erforderlich. Füllkörper von körnigem Material mit möglichst rauher Oberfläche (gemahlene Kessel- oder Hochofenschlacke, Koks, Bimstein, grobkörniger Flußsand, Ziegelbrocken), welche zwischen wasserdichten Wänden und Sohlen auf gebaut sind, werden intermittierend mit Abwasser beschickt und gefüllt, bleiben einige Zeit so stehen und werden dann entleert. Je größer die Summe der wasserberührten Oberflächen des Füllkörpers ist, umso besser die Wirkung. Nach Dunbar²) werden, sobald sich alle Oberflächen der Füllkörper mit einer schlammigen, aus kleinen Organismen bestehenden Haut überzogen haben, d. h. der Füllkörper eingearbeitet ist, während des Stehenbleibens die organischen gelösten und der Rest der bei der unentbehrlichen Vorklärung noch nicht beseitigten ungelösten Verunreinigungen durch Oberflächenanziehung so vollständig ausgeschieden, daß das Klärprodukt fäulnisfrei wird, und zwar vollzieht sich die Herabsetzung der Oxydierbarkeit hauptsächlich bereits innerhalb weniger Minuten nach erfolgter Füllung. Nach der Entleerung geht die Zersetzung der ausgeschiedenen Stoffe vor sich, wenn für eine ausreichende Lüftung des Füllkörpers gesorgt ist. Wird die Beschickung zu stark und die Durchlüftung zu kurz und schwach gemacht, so verstopfen sich die Poren des Füllkörpers und er verliert seine Wirksamkeit. Es ist deshalb bei diesem Verfahren größte Sorgfalt beim Aufbau des Füllkörpers und beim Betrieb nötig. Eine verstärkte Herabsetzung der Oxydierbarkeit der Abwässer findet statt, wenn das Füllmaterial eisenhaltig ist (Kesselrostschlacke und Koks). Die Wirkung ist der Eigenschaft des Eisens zuzuschreiben, Sauerstoff zu binden und für die Zersetzung der Stoffe wieder abzugeben. Die Füllkörper können einstufig und mehrstufig angeordnet werden.

Nach Thumm³) sind für größere Anlagen und bei einstufigen Körpern für 1 cbm täglichen Trockenwetterabwassers im Durchschnitt 1,7 cbm Material erforderlich, während der Bedarf bei zweistufigen Körpern auf 2,2 cbm steigt.

Imhoff rechnet für gewöhnliche städtische Abwässer auf jeden Einwohner 0,13 cbm Füllkörpermasse, gute Vorklärung und Schlacke oder Koks als Füllmasse vorausgesetzt. Bei Steinschlag oder Kies ist die Füllmasse um ¹/₄ bis ¹/3 zu vergrößern. Beim Schwemmsystem begnügt man sich meistens mit der lx/₂ fachen Vergrößerung der für den größten Trockenwetterabfluß erforderlichen Füllkörper große und läßt im übrigen bei Regenwetter es mit der Vorreinigung durch Sandfang, Rechen und Klärbecken bewenden. Wegen der erforderlichen Lüftung werden für das Material bei einstufiger Anlage Korngrößen von 3—8, bei zweistufigen Anlagen in der ersten Stufe Korngrößen von 10—25 und in der

*) Näheres vgl. Henneking in Heft 12 der Mitteilungen der Kgl. Preuß. Prüfungsanstalt 1909, S. 120 u. f. und Dunbar, Leitfaden für die Abwasserreinigung, S. 172 u. f.

²) Dunbar, a. a. O., S. 223 u. f.

s) Thumm, Augenblicklicher Stand der Abwasserreinigung nach dem sog. biologischen Verfahren. Mitteilung der Deutschen Landwirtschaftsgesellschaft 1905.

zweiten von 5—10 mm verwendet. Neben der möglichst gleichmäßigen Korngröße ist eine möglichst gleichmäßige aber schnelle Füllung und Entleerung wichtig. Da Füllung und Entleerung in gleichmäßigen Zwischenräumen zu bewirken sind, wurden selbstwirkende Apparate hierfür erfunden, so z. B. der selbst wirkende Füll- und Entleerungsapparat von der Firma Adams in London und desgl. der Firma Julius Blanke & Co. in Merseburg. Als Grundrißform scheint das Rechteck am geeignetsten. Als passende Höhen der Füllkörper gibt Frühling⁴) folgende Maße an:

1,5—1,8 m für Füllkörper von 8—25 mm Korngröße

' 1,0—1,5 „ „

0,5—1,0 „ „

„ 3—5    „

Aus diesen Zahlen lassen sich auch die bei ein- und mehrstufigen Anlagen notwendigen Gefällhöhen ermitteln. Unter deutschen Anlagen sind zu nennen: diejenigen in Brieg a. d. O. 25 000 Einwohner und in Merseburg 20 000 Einwohner.

2. Eine weitere Entwicklungsstufe bedeutet das Tropfverfahren (kontinuierliche, künstliche, biologische Reinigung). Corbett in Salford hat nach Dunbar zuerst 1893 erfolgreiche Versuche mit regenförmiger Verteilung der Abwässer gemacht. Das Tropfverfahren vermeidet die Schwierigkeit, welche die Verwendung feinkörnigen, leicht verwitterbaren Materials bietet, und hat weiter den Vorzug, daß die gereinigten Abwässer fortlaufend dem Vorfluter und nicht stoßweise in größeren Mengen wie beim Füll verfahren zugeführt werden. Es sind auch keine dichtschließenden Umfassungswände nötig, vielmehr genügt eine wasserdichte Sohle. Als Material kommt auch hier in erster Linie eisen

haltige Kessel- oder Hochofenschlacke, Koks, Steinkohlen in Frage, daneben aber auch gesiebter Kies, Klinker und Bruchsteinbrocken. Der Materialbedarf ist für 1 cbm des täglichen Trockenwetterabflusses 1,5—2,0 cbm, gute Vorklärung vorausgesetzt, oder bei 120 1 Abfluß pro Kopf und Tag 0,17—0,24 cbm Masse auf einen Einwohner. Bei Schwemmkanalisation ist für Regenwetter das \⁴ l₂ fache anzunehmen. Die Höhe der Tropfkörper schwankt bei ausgeführten Anlagen zwischen 1,1 und 2,5 m. Als Mindesthöhe des Körpers kann 1,0 m gelten.

Fig. 136—139 zeigen einige Körperformen bei Verwendung von grobem Material. Im eigentlichen Körper ist Seitenlüftung entbehrlich, wenn durch das Abflußrohr oder auf andere Weise für gute Grundlüftung gesorgt ist. Geschlossene Seitenwände haben im Winter den Vorzug, daß die Temperatur im Innern des Körpers geringeren Schwankungen unterliegt. Überdeckte Tropfkörper werden nur bei kleinen Anlagen in der Nähe bewohnter Häuser in Frage kommen, um Geruchbelästigungen zu vermeiden. Nach dem von Dunbar ausgebildeten Verfahren wird zur Erzielung einer guten und gleichmäßigen Verteilung eine Deckschicht von 10—50 cm Stärke verwendet, bestehend aus gemahlenem Koks oder Schlacke von 1—3 mm sorgfältig gesiebtem Korn. Damit die Deckschicht nicht in die größeren Zwischenräume des Körpers hineinfällt, muß sie auf mindestens zwei Stützschichten von je 8—10 cm Höhe ruhen, von denen die oberste 3—10 mm und die zweite 10—30 mm Korngröße hat. Die Deckschicht verschlammt leicht und der feine Schlamm muß sorgfältig abgestrichen, die Deckschicht alsdann 5—10 cm tief sorgfältig umgegraben und wieder geglättet werden. Von Zeit zu

Zeit ist die Deckschicht ganz zu reinigen und wieder aufzubringen. Da die Deckschicht bei der Wasserreinigung erheblich mit wirkt, so kann die eigentliche

¹

Wie aus der obenstehenden Tabelle ersichtlich, war das Abwasser in Essen ungewöhnlich stark mit schlammfreiem Fabrikwasser (800 1 pro Kopf und Tag) verdünnt, so daß die Schlammenge pro cbm Abwasser ungewöhnlich gering ist.

²

Seit 1887 erscheinen regelmäßig Reports of the State Board of Health of Massachusetts Boston. — Henne king, Bericht über seine Studienreise in Heft 12 der Mitteilungen der Kgl. Preuß. Prüfungsanstalt. Berlin.

³

a) Robert Fischer in Friedrich, Kulturtechnischer Wasserbau, 2. Aufl., Bd. II. Berlin 1908, S. 531.

⁴

Frühling, a. a. O., S. 683.

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Fig. 137-

Fig. 136.

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Fig. 138.

Fig. 139.

Verschiedene Mantelformen für Tropfkörper.

Körperhöhe entsprechend geringer ausfallen. Der erforderliche Gefällverlust berechnet sich aus der Körperhöhe, wenn man 0,15—0,30 m Gefälle für die Verteilung und Ableitung hinzurechnet. Nach dem Dunbarschen Verfahren stehen Anlagen u. a. in Beuthen, Halberstadt, Herzberg, Mühlhausen i. Th. und in Unna.

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---R-----------6,0-ß----6,0

_ j°ALq ₂ ^Deckschicht

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—28,0— ff-

Luft^

Wasser

Fig. 140 a und b. Schematischer Längsschnitt und Querschnitt der Tropfkörper in Unna. Z Zuleitung, R Verteilungsrinnen, A Ableitung, L Lüftung.

Die Verteilung des Wassers erfolgt meistens durch Rinnen, aus denen das Wasser sich über die Deckschicht verbreitet. Wegen der Feinkörnigkeit derselben versinkt das Wasser nicht gleich an der Rinne, sondern bildet allmählich eine gleichmäßige Schicht von einigen Zentimetern. Fig. 140 a und b zeigen das Schema der Verteilung der Füllkörper in Unna¹). An anderen Stellen ist die Verteilung mittels Tropfrinnen aus Wellblech oder durch gelochte Rohre oder durch Streudüsen oder durch Kipprinnen erfolgt. In England namentlich sind vielfach sog.

0 Frühling, a. a. O., S. 705.

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Wandersprenger verwendet (vgl. Fig. 141), welche elektrisch angetrieben sich auf Schienen bei rechteckigen Körpern geradlinig hin und her bewegen und durch

Fig. 141. Schema eines Wandersprengers mit geradliniger Bahn.

Fieber aus der Hauptzufüllungsrinne gespeist werden, oder welche bei ringförmigen Körpern ihre Speisung aus einem im Mittelpunkt befindlichen Kessel erhalten und Kreisbahnen beschreiben.

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