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Kulturtechnischer Wasserbau.

Zweiter Band.

Die Wasserversorgung der Ortschaften.

Die Stauweiherbauten. — Die Kanalisation der Ortschaften, Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer.

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Mit 318 Textabbildungen und 25 Tafeln.

BERLIN

Verlagsbuchhandlung Paul Parey

Verlag für Landwirtschaft, Gartenbau und Forstwesen

SW. 11, Hedemannstraße 10 u 11 1914.

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Alle Rechte, auch das der Übersetzung, Vorbehalten

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7*

Vorwort.

Bei der Bearbeitung der ersten Auflage, bei welcher der ganze Stoff des kulturtechnischen Wasserbaues in einem Bande aufgenommen erscheint, konnte ich selbstredend einzelne Kapitel nicht mit jener Ausführlichkeit behandeln, wie es meine Absicht gewesen wäre. Namentlich wurde das letzte Kapitel: „Kanalisation der Ortschaften und Reinigung der Abwässer“ nur in kurzem Umriß — entsprechend dem damaligen Bedürfnisse des Kulturtechnikers und den üblichen Methoden bei der Kanalisation kleiner Ortschaften — gegeben ; andererseits gestattete der Raummangel eine ausführlichere Behandlung dieses Stoffes nicht, da der Umfang dieses einen Bandes ohnehin das Maß des Zulässigen erreicht hatte.

Nachdem jedoch dieses Handbuch nicht nur in den Kreisen der Kulturtechniker und Landwirte, sondern auch in jenen der Bauingenieure vielfach Eingang gefunden hatte, glaubte ich, mehrfach geäußerten Wünschen Rechnung tragend, bei Herausgabe der 2. Auflage nicht nur den ganzen Stoff des kulturtechnischen Wasserbaues in zwei Bände trennen, sondern namentlich auch die Kapitel des II. Bandes wesentlich ausführlicher behandeln zu sollen.

Das III. Kapitel: „Die Kanalisation der Ortschaften, Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer“ erfuhr eine ganz neue Bearbeitung durch den Konstrukteur an meiner Lehrkanzel, Herrn Dr. Robert Fischer, welcher sich seit Jahren diesem Spezialstudium widmete und auf seinen zahlreichen Studienreisen in Amerika, England, Deutschland und Frankreich namentlich auf dem Gebiete der Reinigung der Abwässer reiche Erfahrungen sammelte, aus welchem Grunde ich Herrn Dr. Fischer ersuchte, die Bearbeitung dieses Abschnittes selbständig zu übernehmen.

Ich benutze die Gelegenheit der nunmehrigen Vollendung des ganzen Werkes mit Vergnügen, um Herrn Dr. Fischer nicht nur für seine diesbezügliche letztere Bereitwilligkeit bestens zu danken, sondern auch seine Verdienste hervorzuheben, welche er sich um seine Mitarbeiterschaft und Unterstützung bei der Herausgabe der 2. Auflage des I. Bandes erworben hat.

Gerne hätte ich bezüglich ausgeführter Wasserversorgungen und Kanalisationen mehr Beispiele gegeben, wenn dies der Umfang und die Kosten dieses Bandes gestattet hätten.

Ebenso habe ich bei Vollendung dieses Bandes noch manche Lücke bemerkt, deren Ausfüllung aus dem gleichen Grunde unterbleiben mußte.

Und so übergebe ich auch diesen II. Band in der Hoffnung der Öffentlichkeit, daß derselbe die gleiche günstige Beurteilung und Aufnahme in den Kreisen der fachkundigen Ingenieure und aller sonstigen Interessenten finden möge, wie dies bei dem I. Bande der Fall gewesen ist, dabei nicht unterlassend, auch diesmal der Verlagsbuchhandlung Paul Parey in Berlin, im speziellen dem Inhaber der Firma Herrn Arthur Georgi für das außerordentliche Entgegenkommen und die vorzügliche Ausstattung des Werkes herzlichst zu danken.

Adolf Friedrich.

Wien, im November 1907.

Vorwort zur dritten Auflage.

Nachdem die vor 6 Jahren herausgegebene 2. Auflage dieses Bandes nunmehr vergriffen ist, bietet sich mir jetzt die willkommene Gelegenheit, vielfache Ergänzungen und neue Beobachtungsresultate in die vorliegende 8. Auflage aufzunehmen, wodurch der Umfang dieses Bandes eine wohl wesentliche Erweiterung erfahren mußte, welche jedoch den interessierten Leserkreisen gewiß nur erwünscht sein dürfte. Auch konnte ich einigen Wünschen der Herren Rezensenten der 2. Auflage bei dieser Gelegenheit entsprechen durch ausführlichere Behandlung der betreffenden Fragen.

Im Hinblick darauf, daß dieses Handbuch auch für in der Praxis stehende Ingenieure bestimmt ist, habe ich mich veranlaßt gefühlt, viele Baudaten, welche ich an Ort und Stelle alljährlich erhebe, diesmal in größerem Umfange aufzunehmen, obwohl auch in dieser Richtung mit Rücksicht auf Umfang und Verlagspreis dieses Bandes gewisse Grenzen nicht überschritten werden durften.

Das Kapitel über Beschreibung ausgeführter Talsperren habe ich durch Vorführung einiger der neuesten Bauwerke in Deutschland und Österreich, soweit ich dieselben selbst besichtigen konnte, vermehrt und dabei die zahlreichen Baudaten, welche mir an Ort und Stelle seitens der Lokal- und Oberbauleiter freundlichst zur Verfügung gestellt wurden, mit aufgenommen, und fühle mich angenehm veranlaßt, auch an dieser Stelle für das Entgegenkommen allen diesen Herren verbindlichst zu danken.

Ebenso danke ich herzlich meinen Kollegen und Mitarbeiter Herrn Professor Dr. Fischer, welcher, wie bei der 2. Auflage, in bereitwilligster Weise die Bearbeitung des III. Kapitels dieses Bandes selbständig übernommen hat, sowie meinen Kollegen Professor Max von Schmidt auf Altenstadt rücksichtlich einiger neu aufgenommener Daten über die Vornahme chemischer W asseranalysen.

Spezieller Dank gebührt auch dem Verlag Engel mann-Leipzig, welcher über Ansuchen und mit Bewilligung des Autors Herrn Ing. Matern aus dessen Werke 16 Klischees zur Verfügung stellte, sowie endlich dem Verlage Paul Parey für die hervorragende Ausstattung dieser neuen Auflage.

Wien, im Oktober 1913.

Adolf Friedrich.

Inhalt.

I. Die Wasserversorgung der Ortschaften.

Seite

Einleitung.................................

Die antike Wasserversorgung der Städte (Asien, Griechenland, römisches und

byzanthinisches Reich).........................

Die moderne Wasserversorgung der Ortschaften.............

A.    Eigenschaften des Wassers......................

I.    Trinkwasser............................

Härtebestimmuug • ........................

Grenzwerte für die chemischen Bestandteile............

Enteisenung des Wassers.....................

Bakteriologische Beurteilung des Wassers ..............

Wasserschöpfapparat für Bohrlöcher................

Hygienische Beurteilung der Talsperrenwässer...........

Reinigung des Talsperrwassers durch Berieselung von drainierten Wiesen.............................

II.    Nutzwasser............................

B.    Wasserbedarf.............................

1.    Trinkwasserleitungen......................

2.    Allgemeine Wasserleitungen.................

Tabelle des faktischen Konsumes von 80 Städten..........

1.    Privatverbrauch.........................

2.    Kommunale Zwecke.......................

3.    Öffentliche Anstalten, gewerblicher und Industriebedarf......

C.    Wassergewinnung...........................

I.    Quellfassungen..........................

Grundwasser, Karstquellen und ihre Einteilung..........

Schichtquellen..........................

Ergiebigkeit der Quellen.....................

Temperatur der Quellen.....................

Artesische Quellen........................

Quellenfinderapparat von Schmidt...............

Quantitätsbestimmung der Quellen................

1.    Felsquellen............................

2.    Quellstuben (Wasserschlösser)...................

II.    Sammelanlagen für Grundwasser................

Hydrotechnische Daten und Versuche über Waldretension, Versicke-

rungs- und Abflußmengen...................

Volgersche Kondensationstheorie................

Sammelbrunnen, Grundwasserschichtenplan, Pumpversuche • • • •    87

Filterbrunnen..................

Grundwasserfassungen mittelst Sammelleitungen

13

14

14

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84

94

1.    Bestimmung der Ergiebigkeit eines Grundwasserstromes durch

100

Rechnung ............................

105

2.    Ergiebigkeit einer Gravitations-Grundwassersammelleitung......

106

3.    Ergiebigkeit eines Sammelbrunnens durch Rechnung........

107

Thiemsche Berechnungsmethode................

110

Lueger sehe Berechnungsmethode...............

• 111

4.    Direkte Messungen der Grundwassergeschwindigkeit (Färbeversuche, Slichtersche Methode)

116

5.    Künstliches Grundwasser

6.    Aufspeicherung des Grundwassers durch unterirdische Stauanlagen • 118

CO CO

7.    Verunreinigung des Grundwassers................

III.    Entnahme des Wassers aus Bächen und Flüssen........

Filtrationsmethoden:

123

1.    Die englische Sandfiltration....................

CX CO CO O ot

Absatz- und Sedimentierbassins.................

Filtriergeschwindigkeit......................

Filterbassinstypen........................

131

2.    Die Schnellfilter..........................

131

a)    Die Sandsteinplattenfilter....................

132

b)    Jewell-Rapidfilter.......................

135

Kosten der englischen Sandfilter...............

c)    Offene Gravitations- und geschlossene Druckschnellfilter (System

135

Wurl, Bollmann, Reisert)..................

Sterilisation mittelst ultravioletter Strahlen...........

Sterilisation mittelst Ozon ...................

IV.    Wassersammlung durch künstliche Teiche und Stauweiher • 146

148

D.    Zuleitung zum Versorgungsgebiete (Reservoir) • • •

148

I. Gravitationsleitungen.............

148

1.    Offene Gerinne.................

• 149

2.    Gedeckte Kanalleitungen.............

151

a)    Leitungen ohne Druck (nicht vollauf ende Rohre)

151

b)    Druckrohrleitungen..............

154

Entlastungsschacht............

156

3.    Eiserne Gravitations-Druckrohrleitungen.....

4.    Temperaturzunahme des Wassers in langen Rohrzuleitungen .... 157

170

Berechnungsmethoden nach Forchheimer, Lueger, Schiavoni 157 II. Künstliche Hebung des Wassers........

171

1.    Wasserräder und Turbinen............

172

Peltonmotor..................

176

2.    Hydraulische Widder (Stoßheber).........

177

Ältere Konstruktion samt Berechnung......

183

System Decoeur...............

184

System Durozoi................

185

3.    Göpel mit animalischem Antrieb..........

186

4.    Windmotoren...................

186

5.    Dampf-, Petroleum- und Gasmotoren........

190

E.    Hochreservoire (Hochbehälter) ............

192

Graphische Ermittelung des notwendigen Fassungsraumes Lage der Reservoire.................

Seite

Bauliche Durchführung Zusammenstellung über die Baukosten von Hochreservoiranlagen ■ • • • 203

F.    Zuleitung vom Hochreservoir bis zum Stadtrohrnetz.........

G.    Stadtrohrnetz.............................

Berechnung (Dimensionierung der Rohrstränge)............

Kostenberechnung der kurrenten Rohrleitungen............

Preistabelle für kurrente Rohrleitungen................

Normaltabelle für gußeiserne, stehend gegossene Muffen- und Flanschenröhren ...............................

H.    Fassonröhren, Akzessorien und Armaturen der Rohrleitungen.....214

Fassonröhren.............................

Akzessorien:

I. Die Wasserschieber......................

Bohrapparat..........................

II.    Teiltöpfe............................

III.    Schlammtöpfe .........................

IV.    Luftventile...........................

V. Spülauslässe..........................

VI.    Hydranten ...........................

Hydrantenstandrohre......................

VII.    Die öffentlichen Auslaufbrunnen...............

VIII.    Rückschlagklappen.......................

IX.    Rohrbruchventile.......................

X.    Druckreduzierventile.....................

XI. Apparat zur Entnahme konstanter Quantitäten aus Behältern

mit variabler Druckhöhe...................

196

205

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223

223

»O CO CM (M

227

230

237

237

238

238

245

J.    Abgabe des Wassers..................

K.    Beschreibung ausgeführter kleinerer Wasserversorgungen

I. Wasserversorgung der Stadt Mährisch-Trübau (Mähren) • • • 245

1.    Topographische und geologische Verhältnisse • •

2.    Grundlagen für die Berechnung der Rohrweiten

3.    Höhenlage des Hochreservoirs und der Quelle •

4.    Kosten....................

II. Das Wasserwerk der Stadt Teschen (Österr.-Schlesien) • • • • 251

Baubeschreibung ..........................

a)    Wassersammelanlage.......................

b)    Hauptzuleitung vom Wasserschloß in Oldrzychowitz zum Hochreservoir in Teschen ....

c)    Hochreservoiranlage

d)    Stadtrohrnetz • • •

e)    Kosten......

245

246

247

248

250

Cn ür DO DO

254

255

255

257

II. Die Stauweiherbauten.

A.    Einleitung (Aufgaben der Stauweiher, generelle Übersicht über die bestehenden hervorragendsten Talsperren)

B.    Zweck der Stauweiher......

1.    Als Sammelreservoire......

2.    Entlastungsreservoire.......

3.    Retensions- und Sammelreservoire

261

268

268

• 268

C.    Wahl der Talabschlußstelle............

269

274

D.    Konstruktive Durchführung der Gtebirgsreservoire

275

I. Abschlußwerke (Talsperren) aus Mauerwerk

275

1. Das Abschluß werk...............

275

a) Die Talsperre (Querschnittsform derselben) • •

Berechnung des Profils nach der allgemeinen Methode • • • • 280

280

а)    Die horizontale Komponente des Wasserdruckes H......

281

ß) Die vertikale Komponente des Wasserdruckes V........

281

y) Des Wasserdruckes IV....................

281

б)    Das Mauergewicht G.....................

s) Bestimmung der Hauptresultanten R aus Mauergewicht und

282

Wasserdruck........................

283

£) Bestimmung über die Größe des Winkels cd..........

283

Tj) Bestimmung der Kantenpressungen..............

286

Statische Berechnung des Mauerprofiles nach Jutze für die Talsperre im Voigtsbachtale (Höhe = 18 m)...........

• 287

1.    Ermittelung des Gewichtes des Mauerkörpers oberhalb einer beliebigen Fuge und des Momentes desselben in bezug auf den Mittelpunkt dieser Fuge

2.    Gewicht der Mauerabschnitte und Momente derselben in bezug

288

auf Fugenmitte......................

3.    Ermittelung der Momente der Wasserdrücke und Wasserlasten 289

289

4.    Wasserlasten und Wasserlastmomente

5.    Ermittelung des Erddruckes und der Erddruckmomente • • 292

293

6.    Zusammensetzung der Gewichte und Momente der Einzelkräfte und Ermittelung der Stützlinie...........

295

7.    Ermittelung der Kantenpressungen............

298

Berechnung eines Profils für h = 50 m ohne Berücksichtigung des Erddruckes und Auftriebes.........

Statische Untersuchungen eines Mauerprofils von 38 m Höhe mit

301

Berücksichtigung des Erddruckes und Auftriebes.......

304

Fall I. Statische Untersuchung der Mauer bei einem Höchststau bis Kote 538,00 ...................

304

a)    Wasserdrücke.....................

305

b)    Erddruck .......................

306

c)    Zusammensetzung der Kräfte.............

d)    Ermittelung der Randspannungen in den Querschnitten • 307

308

e)    Berücksichtigung des Auftriebes............

309

Fall II. Wasserstand auf Kote 520,00 ............

311

Literatur zur Berechnung der Staumauern.........

Kronenbreite, Höhe der Mauerkrone über dem Hochwasser

312

und Architektur der Mauerkrone.............

313

Normaltypen von Talsperren................

317

b) Das Überfallwehr samt Ablaufgerinne..............

318

Berechnung..........................

319

Bauliche Konstruktion.....................

320

Tabelle der maximalen Hochwassermengen bei ausgeführten Talsperren ...........................

324

Wehraufsätze.........................

Abflußgerinne des Überfalles..................

Seite

328

c)    Grundablässe.......................• • •

d)    Grundablaß für die geregelte Wasserabgabe für Bewässerungen, Wasserversorgungen, gewerbliche und industrielle Anlagen • • • •

Kostenvoranschlag.......................

e)    Der Hochwasser-Grundablaß- und Umlaufkanal..........

«) Derivations- oder Umlaufkanal.................

Berechnung eines Blechaquäduktes.............

ß) Der Hochwassergrundablaß..................

Wassertürme (Entnahmeschacht der Solinger Anlage) • • • • 341 Wasserschieber für Talsperren Rollschützen für Talsperren • •

Drosselklappen für Talsperren •

335

338

340

342

343

344

2.    Nebenobjekte (Wächterhaus, Schotter und Sandablagerungsbassins,

Menge und Größe dieser Ablagerungen)...............

3.    Wege- und Straßenbauten.....................

4.    Nebenarbeiten...........................

Wildbachverbauungen......................

Entstehung und Wirkungen....................

Einteilung der Wildbachstrecken.................

Typen von Schottersperren....................

5.    Die Grundeinlösung........................

II. Erddämme.............................

Dammherstellungsmaterial, europäische Methoden und Profilierung • • 356 Dammherstellung nach amerikanischen Methoden, Einschlämmungsmethode .......................

Geröllschüttung.....................

Talsperren in Eisen und Eisenbeton...........

Betonsperren und Gewölbe- (Klamm-) sperren......

Der standsichere Sparmauerdamm (System Redlich) • •

E. Berechnung des Eassungsinhaltes der Reservoire.....

I.    Approximativberechnung..............

II.    Berechnung aus den Querprofilen.........

III.    Notwendiger Fassungsraum der Gebirgsreservoire

1.    Sammelreservoire...................

Berechnung des verfügbaren Wasservorrates aus den Regenhöhen 367

Allgemeine Formel.....................

Tabellarische Anführung von Abfluß-, Verdunstungs- und Versickerungskoeffizienten bei zahlreichen ausgeführten Talsperrenbauten ..........................

Berechnung des notwendigen Fassungsraumes aus den Kon-sumtions- und Vorratskurven (Graphikons)

Berechnung nach der Müllerschen graphischen Methode • • • 385

a)    Gleichmäßiger Konsum.....................

b)    Schwankender Konsum ....................

Tabelle des Stauinhaltes von Reservoiren in Prozenten des mittleren Jahresabflusses ausgedrückt............

2.    Retentionsreservoire.......................

344

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Seite

3. Kombinierte Reservoire .....................

Stauweiher für Genußwasser.................

Benutzung der Stauweiher zur Gewinnung von Wasserkräften •

391

391

392

F. Baudurchfiilirung........................ . . .

Spezielle Baubedingungen.....................

1.    Erd- und Felsarbeiten.......................

a)    Vorarbeiten und allgemeine Bestimmungen............

b)    Aushebung, Transport und Anschüttung.............

c)    Nacharbeiten........................ • •

2.    Stollenbauten ...........................

3.    Chaussierung von Straßen und Wegen...............

4.    Stein würfe und Faschinen werke ..................

5.    Pflanzungen............................

6.    Pflasterungsarbeiten........................

7.    Maurer- und Steinmetzarbeiten...................

a)    Beschaffenheit der Steinmaterialien ...............

b)    Beschaffenheit, Bereitung und Verwendung der Mörtel......

c)    Ausführung der Maurer- und Steinmetzarbeiten..........

d)    Ausmaß und Berechnung....................

8.    Zimmerarbeiten..........................

9.    Eisen- und Metallarbeiten......................

10. Anstreicherarbeiten.........................

Nachträge zur Baudurchführung von Talsperrenmauern • • • • Beschaffenheit des Traßmörtels, Herstellung der Fundamentsole, Ausführung des Talsperrenmauerwerkes, Abdichtung der Wasserseite Mörtelmischungen bei verschiedenen durchgeführten Talsperren • • Mörtelverbrauch und Tagesleistung eines Maurers..........

G.    Kosten der Stauweiher........................

Einheitspreise des Talsperrenmauerwerks..............

I. Tabelle über Fassungsraum und Kosten einiger ausgeführten Stauweiher

des Auslandes...........................

II. Tabellarisches Verzeichnis der wichtigsten Konstruktions- und Baudaten

von 83 Stauweiheranlagen Deutschlands und Österreichs......

Tabelle über das Verhältnis der Mauerhöhen zur Sohlenbreite einiger

ausgeführter Talsperrenmauern...................

Einheitspreise für Wasserbauten...................

Anhang (diverse Einheitspreise)....................

H.    Ausgeführte Stauweiherhauten....................

I. Deutschland...........................

1.    Der Stauweiher im Eschbachtale oberhalb Remscheid.......

2.    Die Urfttalsperre bei Gemünd (Rheinprovinz)...........

3.    Die Waldecker (Eder-) Talsperre im Fürstentum Waldeck.....

4.    Die Möhne-Talsperre.......................

5.    Der Stauweiher im Bobertal bei Mauer..............

Die deutschen Vogesen-Stauweiher................

6.    Stauweiher im Fechttale.....................

a)    Der Darensee (oder Sulzerersee)................

b)    Der Forellenweiher......................

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c)    Der Schießrothriedweiher..................

d)    Der Altenweiher.......................

e)    Der Lauchenweiher im Lauchtal oberhalb Lautenbach • • • •

7. Talsperre im Geigenbachtale bei Bergen ............

II.    Frankreich...........................

1.    Reservoir von Torcy Neuf...................

a)    Überfallwehr (Deversoir)...................

b)    Wasserentnahmeobjekt zur Speisung des Zentrumkanales • • •

2.    Reservoir de Montaubry....................

3.    Reservoir du Plessis......................

4.    Reservoir du Cercey.....................

5.    Das Reservoir von Mittersheim.................

6.    Reservoir de la Mouche....................

7.    Reservoir des Ban oder des Rive................

8.    Reservoir von Bouzey.....................

III.    England.............................

Talsperre von Virnwey.....................

Seite

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1.    Das Reservoir von Ashti im Distrikte Sholapur (Indien)

2.    Das Reservoir an dem Muthaflusse (Indien)......

V. Amerika.......................

1.    Reservoir von Sweetwater..............

2.    Die Talsperre des Reservoirs de Bear Valley (San Bernardino) • • 528

3.    Reservoir Cuyamaca (Kalifornien) •

4.    Reservoir San Diego (Kalifornien) •

5.    Reservoir von Helena Montana • •

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530

531

6.    Shoshone-Talsperre (Wyoming)..................

7.    Lithgow-Sperre..........................

8.    Die Cootomundra-Sperre.....................

9.    Die Conchos-Talsperre......................

10. Little bear valley Damm.....................

Übersicht über die bedeutendsten, zum Zwecke der künstlichen Bewässerung des ariden Westens von Nordamerika von der Bundesregierung durchgeführten Stauanlagen..............

531

532

532

532.

532

535

VI. Österreich

536

Der Bau der Stauweiher und die Bodenmeliorationen im Jaispitzbachtale

in Mähren.................

Der Bau der Gebirgsreservoire im Jaispitztale •

1.    Stauweiher bei Jaispitz...........

2.    Der Stauweiher bei Weirowitz.......

3.    Der Stauweiher bei Groß-Olkowitz.....

Die kurrente Bachregulierung........

4.    Talsperre zur Wasserversorgung der Stadt Komotau (Böhmen) • • • 554

5.    Der Eisenberger Stauweiher (Böhmen).......

Die Reichenberger Stauweiheranlagen in Böhmen •

6.    Die Grünwalder Talsperre bei Gablonz a. d. Neiße (Böhmen) • • • ■ 562

7.    Die Bystriczka-Talsperre (Mähren)

8.    Die Wiestal-Klammsperre am Almbache bei Hallein (Salzburg) • • • 570-

9.    Der Stauweiher am Steinbach (Preuß.-Schlesien)

• 535

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559

560

• 565

VII.    Talsperren mit Berücksichtigung der Gewölbewirkung • • • 583

VIII.    Talsperren aus Beton............

1.    Die Talsperre von Buchwald (Preuß.-Schlesien)

2.    Die Erlaufklause-Talsperre (Niederösterreich) • •

Talsperre von San Mateo (Crystal-Springs-Sperre, Kalifornien) • • 592 Die obere Otay-Sperre (Kalifornien)

Staumauern in armiertem Beton •

585

585

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III. Die Kanalisation der Ortschaften, Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer.

Einleitung..........................

A. Kanalisation der Ortschaften..............

I. Vorerhebungen..................

II.    Wahl des Kanalisationssystemes........

III.    Bestimmung der abzuführenden Wassermengen

1.    Brauchwässer und Industrieabwässer........

2.    Regenwasser...................

3.    Abflußverzögerung................

IV.    Tiefenlage, Gefällsverhältnisse und Profilformen der Kanäle 626

V. Bauliche Durchführung der Kanäle.........

1.    Kanäle aus Steinzeugröhren..............

Preistabellen für Steinzeug- nnd Zementröhren • • • •

2.    Kanäle aus Zementröhren • ..............

3.    Kanäle in Ziegelmauerwerk..............

4.    Kanäle in Stampfbeton................

VI. Notauslässe und Regenüberfälle..........

VII.    Einsteigschächte, Revisions- und Lampenlöcher •

VIII.    Straßeneinläufe ..................

IX.    Hausanschlüsse....................

X.    Reinigung der Kanäle................

XI.    Lüftung der Kanäle..................

XII. Mechanische Hebung der Abwässer........

XIII.    Ausmündungen der Kanäle in die Vorfluter • • • •

XIV.    Offene Abwasserkanäle...............

XV.    Bau- und Betriebskosten der Kanalisationsanlagen

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B. Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer

Zusammensetzung städtischer Abwässer.........

I. Mechanische Reinigung................

1.    Mechanismen zur Zurückhaltung der Schwimm- und Schwebestoffe 656

2.    Klärung durch Sedimentation...................

a)    Klärbecken..........................

b)    Klärbrunnen und Klärtürme..................

3.    Chemisch-mechanische Klärverfahren...............

4.    Unterbringung und Verwertung des bei mechanischer bezw. chemischmechanischer Klärung ausfallenden Schlammes..........

5.    Das Degen ersehe Kohlebreiverfahren..............

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II.    Die biologischen Reinigungs-Methoden.....

1.    Das Faul verfahren.................

a)    Durchflossene Faulräume............

b)    Nicht durchströmte Faulräume..........

c)    Bauliche Durchführung und Betrieb der Faulbecken

2.    Das Oxydationsverfahren..............

a)    Allgemeines über die Wirkungsweise der biologischen Körper • • 727

b)    Bauliche Einrichtung und Betrieb der Füllkörper • •

c)    Bauliche Ausgestaltung und Betrieb der Tropfkörper

a)    Stabile Verteiler................

b)    Rotierende Verteiler für kreisförmige Tropfkörper

c)    Verteiler mit fortschreitender Bewegung.....

d)    Die Dunbarsche Deckschicht..........

d)    Nachbehandlung der Abflüsse künstlicher biologischer Anlagen • 750

e)    Einfluß der Winterkälte auf den Betrieb des künstlichen biologischen

Verfahrens..........................

f)    Bau- und Betriebskosten des künstlichen biologischen Reinigungsverfahrens ..........................

g)    Desinfektion vorgereinigter Abwässer..............

h)    Der gewachsene Boden als Oxydationskörper..........

i) Die intermittierende Bodenfiltration...............

k)    Die Rieselfelder........................

a) Betriebs- und Produktionsverhältnisse............

ß) Abwasserzuleitung zu den Rieselfeldern...........

y) Anlage- und Betriebskosten.................

l)    Die Selbstreinigung der Gewässer...............

Anlage- und Betriebskosten der größeren städtischen Rieselfelder

des Kontinentes.......................

m) Die Reinigung fäulnisfähiger Abwässer in Fischteichen.....

III.    Landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer.......

IV.    Reinigung der Abwässer der landwirtschaftlichen Industrien 792

Beschreibung der Reinigungsanlage für Zuckerraffinerie-Abwässer durch submittierende Bodenfiltration

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Berichtigungen, Ergänzungen und Nachträge

zum I. und II. Band.

Berichtigungen zu Band I und II Ergänzungen und Nachträge •

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Band I.

Trockenheitsperiode 1911............

Wert von ³/a /x für vollkommene Überfälle • • • • Abflußmengenberechnung nach Gravelius • • •

Versuche über Wiesenbewässerungen......

Grundsätze für die Entwässerung von Moorböden

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Zulässige Trinkwassertemperatur • Dimensionierung von Rohrleitungen Submarine Quellen........

Band II. Wasserversorgung.

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Quellenfinder von Schmidt • Thiemsche Rohrbrunnen • • Ulfertsches Verfahren • • • • Haivor-Bredasches Filter • • • Vaucluse-Quellen von Paderborn Gußeisenpreise.........

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Talsperren.

Conchos Talsperre.........

Max. Kantenpressungen........

Hochwasser Überfälle.........

Wasserschieber............

Abflußquoten.............

Wasserdichtheit der Talsperren-Mauern

Herstellung des Mauerwerkes.....

Ausgeführte Bauten (Ägypten und Asien) Nachträge zur Literatur.........

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I. Die Wasserversorgung der Ortschaften.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Baad.

Einleitung.

Mit der permanenten Ansiedelung der früheren Nomadenvölker und der Erbauung stabiler Wohnsitze trat natürlich auch an deren Bewohner die Notwendigkeit heran, das Gemeinwesen einerseits mit dem für Nutz- und Genußzwecke nötigen Wasser zu versehen, andererseits für eine möglichst rasche und in nicht belästigender Weise zu erfolgende Ableitung der nicht verbrauchten Wassermengen, insbesondere jedoch der Regenwässer, der Fäkalien, Schmutzwässer und Abfallstoffe Sorge zu tragen. —

Es tauchten also schon im Altertum die für das Gemeinwesen wichtigen Fragen der Bewässerung (Wasserversorgung) und der Entwässerung (Kanalisation) der Ortschaften auf und drängten die berufenen Vertreter zu deren Lösung. —

Während die im Altertum hergestellten Kanalisationsbauten meist unzureichende waren und den Anforderungen der Hygiene keineswegs entsprachen, war das technische Gebiet der Wasserversorgung durch oft ganz bedeutende, das Staunen der Nachwelt herausfordernde Kunstbauten vertreten.

Leider gerieten diese Zeugen hervorragender Tätigkeit auf dem Gebiete des hygienischen Wasserbaues später in Verfall und wurde auch im Mittel-alter und in der Neuzeit diesen wichtigen Aufgaben keine oder nur unbedeutende Aufmerksamkeit gewidmet. —

Erst der neuesten Zeit, den letzten Dezennien des verflossenen Jahrhunderts war es Vorbehalten, zum Wohle der Menschheit hier Wandel zu schaffen, und brach sich die allgemeine Erkenntnis der Notwendigkeit einer rationellen, den Ansprüchen der modernen Hygiene entsprechenden Wasserversorgung, selbst der kleinsten Ortschaften, erst zu Ende des Jahrhunderts allmählich Bahn.

Was die antiken Wasserversorgungen der Städte anbelangt, so kannte dieses im Altertum ganz hervorragend vertretene Gebiet der Kulturtechnik mangels entsprechender leistungsfähiger Pumpwerke eine künstliche Hebung des Wassers nicht, sondern wurde das den Flüssen, Seen oder Quellen entnommene oder durch Brunnen und anderweitige Grundwassersammelanlagen neu erschlossene oder endlich das in Zisternen oder künstlich hergestellten großen Staubecken (Stauweiher) gesammelte Meteorwasser immer mit natürlichem Gefälle in das Konsumtionsgebiet geleitet.

Diese Zuleitung erfolgte in offenen Gerinnen oder, was der Kriegsgefahr wegen meistens durchgeführt werden mußte, in geschlossenen unterirdischen Kanalleitungen, welche im allgemeinen der natürlichen Gestaltung des Terrains,

jedoch mit stetigem Gefälle folgend, mitunter auch in durch Felsen zu treibende Stollen übergehen oder mit gewaltigen Aquädukten Täler übersetzen mußten.

Die erste Durchfahrung der Berge mittels eigener Tunnels wird in die Zeit um 700 v. Chr. verlegt.

Dort, wo das Wasser in Röhren floß, wie z. B. durch Tunnels, wurde als Rohrmaterial Stein, Blei oder Ton verwendet.

Druckrohrleitungen waren mit wenigen Ausnahmen mangels eiserner Röhren und entsprechender Dichtung der aus anderem Material hergestellten Rohre den alten Völkern unbekannt. Die älteste der bekannten Druckleitungen aus Steinröhren ist jene zu Patara in Griechenland.

Dieses Volk erkannte auch die Möglichkeit, statt der Aquädukte die Taldurchquerung mittels Siphonleitungen durchzuführen, und weist beispielsweise die Hochdruckleitung von Pergamon einen hydrostatischen Druck von 20 Atmosphären auf.

Auch die Römer machten sich später in einzelnen Fällen diese Erkenntnis der Heberwirkung zunutze, und finden wir bei der Wasserleitung von Alatri die Siphonleitung einem Drucke von 10 Atmosphären ausgesetzt. Auf Grund dieses Umstandes erscheint es nicht leicht erklärlich, warum gerade die römischen Ingenieure nicht Bronze zur Herstellung von Druckrohrleitungen verwendet haben, wodurch kostspielige Aquädukte erspart worden wären. Wohl muß berücksichtigt werden, daß dieser Ersatz überhaupt nur für kleinere Wasserquantitäten gedacht werden kann, nachdem im Altertum der Guß größerer Rohrdurchmesser überhaupt ausgeschlossen war.

Die ältesten Anlagen von Wasserversorgungen sind gleich wie die anderen Bewässerungswerke des Kulturbodens in Ägypten, Babjdonien, Assyrien, China und Syrien zu suchen.

Außer direkter Ableitung des Wassers aus dem Nilflusse zum Zwecke der Wasserversorgung, über welche nur sehr spärliche Daten vorliegen, war es insbesondere das System von Brunnenanlagen, durch welches Ägyptens Wasserversorgungswesen repräsentiert erscheint.

Allgemeine geschichtliche Aufzeichnungen über durchgeführte große Brunnenanlagen reichen bis 2500 v. Chr. zurück.

Über China wurden

nur sehr spärliche Aufzeichnungen gefunden, aus welchen zu entnehmen ist, daß in den ältesten Zeiten Brunnen oft bis zu sehr bedeutenden Tiefen gegraben worden sein sollen, aus welchen das Wasser mittels Eimer und Seiltrommel gehoben wurde.

Bezüglich Babylonien und Assyrien berichtet Strabo, daß die berühmten hängenden Gärten der bab}donischen Königin Semiramis (766 v. Chr.), deren Basisflächen mit Bleiplatten belegt waren, mit Wasser aus dem Euphrat versorgt wurden und zu diesem Zwecke das Wasser mittels Eimerwerke auf 92 m Höhe gehoben werden mußte.

Unter Assurnässirpal (884—860 v. Chr.) wurden nachweislich bereits an einzelnen Orten tiefe Brunnen gegraben und unter Senacherib (704 bis 681 v. Chr.) die Wasserleitung der Stadt Ninive (das heutige Nimrud) gebaut, welche der Hauptsache nach aus einem 45 km langen, oft in Felsen tief ausgearbeiteten Zuflußkanal bestand.

Mannigfaltiger in der Art der Durchführung sind die Wasserversorgungsanlagen Syriens, deren älteste durch die Phönizier geschaffen worden sein dürften. Unter diesen ist insbesondere die Quell- und Brunnenfassungs-anlage Ras-el-Ain für die Versorgung von T}rrus hervorzuheben, welche ca. 700 v. Chr. anläßlich der fünfjährigen Belagerung von Tyrus durch Salmanassar hergestellt worden sein soll.

Karthago soll eine alte Wasserleitung besessen haben, welche später unter Kaiser Hadrianus (123 n. Chr.) durch einen Neubau ersetzt wurde.

Der punischen Kolonie Motye auf Sizilien wurde das im Gebirge gesammelte Quellwasser durch eine zum Teil aus Zinnröhren bestehende Leitung zugeführt.

Allgemeiner bekannt sind die großen Brunnen in Judäa. Der in der Nähe von Sichern gelegene Jakobsbrunnen soll 23 m tief gewesen sein.

Ein Teil der Wasserversorgung von Jerusalem, die zwischen Bethlehem und Hebron gelegenen Teiche Salomons (1015—975 v. Chr. erbaut), wird dem Einflüsse der Phönizier (König Hiram) zugeschrieben.

Jerusalem wurde ehemals durch fünf Leitungen mit Wasser versorgt, von welchen antiken Kanälen heute nur mehr zwei funktionieren, und zwar jener des Mamillateiches und der Siloahquellenleitung, welch letztere auch einen langen, unregelmäßig gekrümmten Tunnel aufweist.

Die heute noch vorhandenen Teiche des Salomon sind drei offene, gemauerte, treppenförmig untereinander gelegene Becken, in welchen die in ihrer Nähe entspringenden Quellen gesammelt wurden.

Hervorragend war die Wasserversorgung der Stadt Damaskus, „das Paradies, die Perle des Orients“ mit ihren berühmten Zaubergärten, nicht nur durch die Reichhaltigkeit der Bewässerung, sondern auch durch die weitverzweigte Verteilung des Baradaflußwassers in alle Häuser der großen Stadt.

Halep (Aleppo) verwendete Fluß wasser, welches durch Kanäle zugeleitet und zum Teil später durch Schöpfräder gehoben wurde.

In den Ruinen von Palmyra wurden die Überreste großer offener Wasserbassins in der Nähe der Tempel gefunden, in welchen die religiösen Waschungen vorgenommen wurden.

In Ham ah (Epiphania) in Syrien wurde das Flußwasser durch große Schöpfräder (bis 25 m Durchmesser) gehoben.

Griechenland. — Religiöser Kultus und frühzeitige Erkennung des eminenten Einflusses eines guten Wassers auf die sanitären Verhältnisse einer Ansiedelung bedingten bei den Griechen bereits im Altertum eine hervorragende Entwicklung der Wasserversorgungstechnik.

Als öffentliche Wasserbezugsorte dienten anfänglich zumeist zahlreiche Brunnen, deren Benutzung allgemein, insbesondere am Lande, nur auf einen gewissen Umkreis (nach dem Solonschen Gesetze vier Stadien = 740 m) gestattet wurde. Die außerhalb dieser Sphäre liegenden Bewohner erhielten erst dann das Recht zur jedoch auch beschränkten Benutzung des nächsten öffentlichen Brunnens, wenn sie nachweisen konnten, bei ihren Brunnengrabungen bis 10 Klafter Tiefe kein Wasser angetroffen zu haben.

Außer diesen Brunnen wurden selbstverständlich auch event. vorhandene Quellen, welche künstlich gefaßt und architektonisch ausgeschmückt wurden, in die öffentliche Benutzung einbezogen und, wo nötig, in späteren Zeitperioden aus größerer Entfernung auch zugeleitet. Wo alle diese Bezugsorte nicht ausreichten, wurden Zisternen oder größere, offene, gemauerte Reservoirs errichtet und in denselben das Regenwasser gesammelt.

Zu den ältesten Wasserleitungen, welche die Griechen der Sicherheit wegen immer unterirdisch anlegten, gehört die Versorgung von Mykenae und Argos.

Zum größten Teil der Tätigkeit der Tyrannen werden zugeschrieben die Wasserleitungen der Städte Athen, Theben und Megära, sowie von Akragas (Sizilien) und Samos.

Der Stadt Athen wurde das Wasser durch unterirdische Kanäle zugeleitet, welche mit zahlreichen Luft- und Revisionsschächten versehen waren. Während ihrer Blüte, in welcher Periode die Stadt ca. 200000 Einwohner zählte, sollen 18 Wasserleitungen Athen gespeist haben.

Das moderne Athen benützt im rekonstruierten Zustande eine dieser alten Leitungen.

Ein hervorragendes Werk ist die im 6. Jahrhundert v. Chr. erbaute Wasserversorgung von Samos, welche von Herodot beschrieben wurde. Nach demselben wurde das Wasser der sorgfältig gefaßten Leucotheaquelle durch einen 7 Stadien (1100 m) langen Stollen in Tonröhren der Stadt zugeführt und mittels weiterer Rohrleitungen in derselben verteilt.

Dieses durch den Baumeister Eupalinos von Megara erbaute Werk dürfte jedoch schon zur Römerzeit nicht mehr benutzt worden sein; es wurden auch Reste einer römischen Leitung aufgefunden. Die Tonrohre von 600 mm Länge hatten entwedei einen kreisförmigen Querschnitt von 180 mm Durchmesser mit Ansatzstutzen oder bildeten ein offenes rechteckiges Gerinne von 170/220 mm Querschnitt. Die Dichtung erfolgte mittels weißen Kitts. Diese letzteren Röhren dürften zur Fortleitung des Wassers im Stollen gedient haben.

Besonders interessant sind auch die Überreste der Leitung von Patara, insbesondere der als Heberleitung (Siphon) gebaute Aquädukt daselbst, bei welchem die auf der Krone des 9,6 m hohen Aquäduktes liegenden Steinröhren als eine der ältesten Druckrohrleitungen Griechenlands hervorzuheben sind.

Aus der sehr bedeutenden Anzahl der anderen Städte Griechenlands und seiner Kolonien, welche mit Wasser versorgt wurden, wäre ferner die hervorragende Hochdruckleitung von Pergamon hervorzuheben.

Den Erhebungen Gräbers und Gieblers zufolge dürfte diese Leitung unter dem pergamonischen Könige Eumenes II. (197—159 v. Chr.) erbaut worden sein.

Die beiden erwähnten Ingenieure haben aus dem aufgedeckten Hochreservoir und den anderen Terrainkoten der durch die vorgefuudenen Lochsteine festgestellten Rohrtrasse konstatiert, daß diese Leitung in den tiefsten Punkten einem Wasserdrücke von 17—20 Atmosphären ausgesetzt gewesen sein mußte, eine Inanspruchnahme, welche den Betriebsdruck unserer heutigen modernen Leitungen von höchstens 10 Atmosphären wesentlich überschreitet. (Zu bemerken ist, daß unsere gußeisernen Röhren einem maximalen Probedruck von 20 Atmosphären, Mannesmann-Stahlröhren einem solchen von 50 Atmosphären ausgesetzt werden können.)

Leider wurden Reste dieser antiken Druckrohrleitung nicht gefunden, daher die Frage bezüglich Rohrmaterial und Dimensionierung heute noch eine ungelöste ist.

Hingegen wurde nach den Untersuchungen Schucharts gefunden, daß das Wasser der Quellen 60 km weit durch eine dreifache Tonrohrleitung dem Hochreservoir zugeführt wurde. Die aufgefundenen Röhren der Zuleitung haben 180 mm Lichtweite, sind 480 mm lang und 60—90 mm stark. —

Abweichend in der Art der Wasserbeschaffung und dem Umfange des hierzu nötigen Reservoirs ist unter anderem die Wasserversorgungsanlage von Alexandria. 360 Zisternen, darunter zwei- bis vieretagige, gewölbte unterirdische Reservoirs, in bedeutenden Dimensionen ausgeführt, wurden zeitweilig (beim Anschwellen des Nils) durch unterirdische Zuleitungskanäle aus dem 20 m breiten Alexandriakanal mit Nilwasser gefüllt und sodann die Zuleitungsstollen wieder geschlossen.

Die Wasserversorgungen der Römer, bei

Römisches Reich, welchen dieser Zweig des Wasserbaues seine höchste Entwicklung im Altertum erreicht hat, sind insbesondere dadurch charakterisiert, daß die Zuleitungen sich nicht immer dem Terrain anschmiegten, sondern die Trasse derselben ohne Rücksicht auf die zu überwindenden Höhenunterschiede und damit verbundenen Schwierigkeiten mit möglichst gleichbleibendem Gefälle entwickelt wurden und daher Berge mittels Tunnels durchfahren und Täler mittels Aquädukten von oft kolossalen Dimensionen übersetzt werden mußten. Diese letzteren prächtigen und die Bewunderung herausfordernden Bauten, welche in allen Teilen des großen römischen Reiches noch heute als Reste seiner einstigen Größe und Kultur anzutreffen sind, geben in erster Linie das Zeugnis von der hervorragenden Tätigkeit der Römer auf dem Gebiete des Wasserversorgungswesens.

Unsere moderne Zeit, welche nicht über jene verhältnismäßig kolossalen Geldmittel für solche Bauten und nicht über jene billige Arbeitskraft verfügt, welche den alten Völkern insbesondere im Sklavendienste zu Gebote stand, muß sich mit weniger prunkvollen Monumentalbauten begnügen und benutzt überall dort die widerstandsfähigen Eisenrohre zur Fortleitung des Wassers, wo nicht besondere örtliche Verhältnisse oder die bedeutende Größe des sekundlich zu transportierenden Wasserquantums die Anlage von Aquäduktleitungen bedingen.

Die Zuleitungen der Römer bestanden selten in offenen Gerinnen; zumeist waren es gemauerte Kanäle, Stollen oder Rohrleitungen aus Blei oder Ton, in seltenen Fällen aus durchbohrten viereckigen Tuffblöcken gebildet.

Aus der Baukunst Vitruvius’ (Zeitperiode um Christi Geburt) ersehen wir unter anderem die als notwendig vorgeschriebenen Rohrstärken und die Art der Dichtung dieser Leitungen.

So gibt Vitruvius als normale Länge der zu gießenden Bleiröhren (Bleiplatten?) 10 Fuß (3 in) an. Bei Annahme dieses Normalmaßes soll eine 100zöllige Röhre (centenaria fistula) 1200 Pfund (393 kg), die kleinsten özölligen Röhren 60 Pfund (19,6 kg) wiegen (1 römisches Pfund =

327,6 g). Hierbei bedeutet obiges Maß jedoch nicht den Durchmesser der Röhren, sondern die Breite der Bleiplatten, aus welchen die Röhren gebogen und sodann gelötet oder mit Mastix, event. auch durch umschließendes Mauerwerk gedichtet wurden. Der Querschnitt der Bleiröhren war kein kreisförmiger, sondern ein eiförmiger, mit der Spitze nach oben gerichtet. Die Lötung erfolgte nicht mit Zinn, sondern mit Blei.

Die Stöße der Röhren wurden durch Ineinanderschieben und Löten oder durch Umlegung mit Muffen gedichtet.

Die Zuleitungen aus gebrannten Tonröhren wurden nicht unter 2 Zoll (50 mm) stark hergestellt, die Dichtung der Stöße durch Einschieben des kegelförmig geformten Schwanzendes und Ausgießen mit einem Brei, aus ungelöschtem Kalk mit Öl angemacht, durchgeführt.

Die Verteilungsleitungen waren aus Blei oder Ton hergestellt, und gibt Vitruvius den letzteren mit Rücksicht auf die Gefährlichkeit der sich event. bildenden Bleisalze den Vorzug.

Trotzdem gelangten in Rom zumeist nur Bleiröhren zur Verwendung.

Aus den Ausführungen des hervorragenden römischen Ingenieurs Frontinus (im Jahre 96 n. Chr. Curator aquarum: kaiserlicher Verwalter der Wasserwerke Roms, im Jahre 100 unter Trajan Konsul) geht hervor, daß die wissenschaftlichen Kenntnisse auf dem Gebiete der HjMraulik nur sehr primitive waren. Geschwindigkeitsmessungen kannte man damals noch nicht und man hatte von dem Einflüsse derselben, bezw. der Druckhöhe auf das Ausflußquantum nicht die richtige Vorstellung.

So sagte unter anderem Frontinus: „Jedes Wasser, das von einem höheren Orte kommt und nach kurzem Lauf in das Wasserschloß fällt, entspricht nicht nur seinem Maß, sondern liefert noch Überfluß; so oft aber das Wasser aus einem niedrigen Orte, also mit geringerem Gefälle, einen weiteren Weg geleitet wird, büßt es durch die Trägheit der Leitung an Maß ein.“ Auf diesen reinen Empirismus auf dem Gebiete der Hydrotechnik finden wir nicht nur im Altertum, sondern bis zum vorigen Jahrhundert herauf alle wasserbaulichen Durchführungen basiert.

Die Zumessung des Wassers an die Privatleitungen erfolgte durch eine Art Wassermodulus (Wasserzoll), welcher von Vitruvius herstammen soll.

Die Einheit war der „Quinarius“, ein Wasserquantum, welches durch ein vertikales Rohr von 30 mm Durchmesser und 300 mm Länge abfloß, wobei der Zuflußwasserspiegel 330 mm über der Einflußöffnung permanent stehen mußte. Dieser Quinarius soll einem Ausflußquantum von 420 1 in 24 Stunden entsprochen haben, was jedoch der Berechnung nach nicht stimmt.

Als älteste Anlage städtischer Wasserversorgungen ist jene der Metropole Rom anzusehen.

Nach Frontinus (um 100 n. Chr.) wurde Rom durch neun Leitungen, die Aqua Appia Claudia (311 v. Chr.), Anio vetus (271 v. Chr.), Marcia (145 v. Chr.), Tepula (126 v. Chr.), Julia (34 v. Chr.), Virgo (21 v. Chr.), Alsietina (19 v. Chr.), Claudia (50 n. Chr.) und Anio novus (53 n. Chr.), im 6. Jahrhundert n. Chr. (nach Procopius) durch 14 Leitungen mit Wasser versorgt, indem zu den früher angeführten Leitungen noch die 111 n. Chr. gebaute Aqua Traiana (die heutige Aqua Paolo), die Severiana (ca. 225 n. Chr.), ferner die Aqua Antoniniana, die Alexandrina (Hadriana) und die Aqua Aureliana hinzugekommen sind. Der älteste römische Aquädukt, die Aqua Appia, wurde während der Republik von Gajus Plautius (358 v. Chr.) begonnen und (311 v. Chr.) durch Appius Claudius Crassus vollendet.

Die Zuleitungskanäle lagen zumeist unterirdisch oder übersetzten auf hohen Bogenstellungen (im engeren Sinne Aquädukt genannt) die Täler.

Der Querschnitt der gemauerten Kanäle war ein rechteckiger, die Decke gerade, dachförmig oder halbkreisförmig (gewölbt); ihre lichte Breite schwankte zwischen 0,50 und 1,70 m, ihre Höhe von 1—2,70 m. Der größte in Fels vorgetriebene Stollen hatte bei 1 m Breite eine Höhe von 2,3 m.

Die ersten sechs Wasserleitungen wurden unter der Republik, die anderen zur Zeit des Kaiserreiches gebaut.

Die Angaben über die Menge des Wassers, welche durch diese Leitungen der Stadt Rom täglich zugeführt wurde, variieren nach den einzelnen Forschern zwischen l¹/₂ Millionen und 600000 m³, alles riesige Quantitäten, welche einen immensen Wasserüberfluß bedeuten würden, wenn dieses Wasser auch wirklich in der Stadt konsumiert worden wäre. Durch Beschädigungen und natürliche Undichtheiten der Aquädukte ging überdies ein größerer Teil des Wassers verloren und gelangte somit gar nicht in die Stadt. Noch heute verfügt Rom über kolossale Wassermengen, indem für häusliche Zwecke allein 500 1, für den Gesamtgebrauch 700 1 pro Kopf und Tag zur Verfügung stehen, während den heutigen Anforderungen einer modernen Wasserleitung 150 1 pro Kopf vollkommen entsprechen.

Nach Herschel soll dem antiken Rom während der Blütezeit pro Kopf und Tag ein Wasserquantum von 230 1 zur Verfügung gestanden haben.

Nachdem die Einwohnerzahl Roms zur Zeit seiner höchsten Entwicklung mit 800000 Einwohner andererseits angegeben wird, so entspricht dies einem Tagesquantum von bloß 184000 m³ für das antike Rom; für das heutige Rom mit kaum 600000 Stadtbewohnern würde für den Gesamtverbrauch mit ca. 650—700 1 pro Kopf (also inklusive des Fontänenbedarfes und anderen öffentlichen Gebrauchswassermengen) höchstens ein verfügbares Zuflußquantum von 400000 m⁸ resultieren. Nach anderen statistischen Daten wird für Rom

eine Einwohnerzahl von 300000, für den maximalen Bedarf pro Kopf 1105 1 angegeben.

Alle diese Zahlen stimmen also mit den sonst üblichen, in der Literatur angegebenen Mengen nicht überein.

Die sichtbaren Teile der Leitung, also insbesondere die imposanten Aquädukte erforderten große Reparaturen. So mußte Caracalla um das Jahr 212 n. Chr. bedeutende Ausbesserungen an der Marcia vornehmen, während jedoch diesen Bauwerken unter den späteren Kaisern nicht die nötige Aufmerksamkeit geschenkt wurde. Erst Arcadius und Honorius (400 n. Chr.) und später der Ostgotenkönig Theoderich (493—526 n. Chr.) beschäftigten sich intensiver mit der Instandhaltung der Wasserleitungen.

In den Kriegen des Ostgotenkönigs Vitiges gegen Beiisar (540 n. Chr.) wurden die Aquädukte zum Teil zerstört. Die letzte der noch später funktionierenden Aqua Traiana kam 549 n. Chr., kurz vor dem Ende des ostgotischen Reiches, auch in Verfall. Erst unter der Herrschaft der Päpste (766 n. Chr.) begannen wieder die Rekonstruktions- bezw. Ausbesserungsarbeiten bei den Aquädukten und die Instandsetzung der Wasserleitungen.

In neuester Zeit wird Rom durch vier Wasserleitungen versorgt, und zwar die Aqua Vergine (erneuert im Jahre 1450), die Aqua Marcia (Aqua Pia, im Jahre 1870 unter Pius IX. rekonstruiert, deren Zuleitungskanal 52 km lang ist), die Aqua Felice, von Sixtus V. (1585—1590) errichtet, und die Aqua Paolo, während der Regierung Pauls V. (1605—1621) erbaut.

Der bedeutende Umfang der Wasserleitungen der alten Urbs Roma kann aus nachstehenden Zahlen entnommen werden:

Die früher angeführten neun ältesten Leitungen, welche das Wasser einzelner Quellen, sowie des Flusses Anio und des alsietinischen Sees der Stadt zuführten, hatten zusammen eine Länge von 436 km, von welcher zirka 2x/₂ km auf Tunnels und ca. 63 km auf Aquädukte (Bogenstellungen) entfielen.

Das Wasser wurde dem sich steigernden Bedürfnisse entsprechend mit immer größerer Druckhöhe in die Stadt eingeleitet, wodurch sich die Notwendigkeit ergab, die Aquädukte immer mehr zu erhöhen bezw. eine Leitung über die andere hinwegzuführen. Dadurch erreichten die Aquäduktbrücken, in zwei bis drei Etagen angeordnet, ganz bedeutende Höhen.

So erheben sich die Bogenstellungen der Aqua Claudia bis zu 32 m über die Talsohle.

Die Qualität des zugeleiteten Wassers war entsprechend den Entnahmestellen eine sehr verschiedene; einige Leitungen konnten nur als Nutzwasser Verwendung finden. Das zumeist sehr harte, kalkreiche Quellwasser hatte

18—27 Härtegrade, überschritt also zumeist die von unseren Gesundheitskommissionen normierten allgemeinen Grenzen.

Zur Ablagerung der bei Trübungen des Wassers mitgeführten Sedimente dienten eigene Absatz- und Klärungsbassins, Piscinae genannt, welcher Name auch auf die gleichzeitige Verwendung als Fischbassins hindeutet. Diese Bauwerke, oft aus zwei Etagen bestehend, weisen mitunter ansehnliche Dimensionen auf. Der Fassungsraum der Piscinen entsprach zumeist dem maximalen Stundenzuflußquantum.

Nebstdem finden wir eigene Wasserschlösser (Kastella), zumeist dreikammerig erbaut, aus welchen die Wasserverteilung direkt in der Weise erfolgte, daß aus der mittleren Kammer, welche durch den Überlauf der beiden anderen Abteilungen gespeist wurde, die öffentlichen Springbrunnen, aus den letzteren die Bäder und Privatzuleitungen versorgt wurden.

Die Bewilligung zur Zuleitung in die Privathäuser wurde ausschließlich nur vom Kaiser zumeist als Belohnung für geleistete Dienste erteilt.

Die Wasserrechtsverhältnisse Roms weisen überdies noch viele andere höchst interessante Details auf, auf welche einzugehen hier der Raum mangelt.

Außer den Wasserversorgungsanlagen der Stadt Rom wären in Italien selbst unter anderen noch die 173 v. Chr. durchgeführten Leitungen für Fondi, Pisanus und Pollentia, ferner jene von Neapel und Alatri hervorzuheben.

Insbesondere ist es die um das Jahr 100 v. Chr. gebaute Wasserleitung von Alatri, welche technisch dadurch interessant ist, daß bei derselben die Römer sich der Vorteile einer Heber-(Siphon-)Leitung bedienten, bei welcher 100 mm weite Bleiröhren von 10—35 mm Fleischstärke in Verwendung kamen, die einem maximalen Wasserdrücke von 10 Atmosphären ausgesetzt waren.

In den römischen Kolonien sind hervorzuheben die Wasserversorgungen von Lyon, Pergamum, Arelatum (Arles) undAspendus, welche ebenfalls Heberleitungen besaßen.

In der Zuleitung für Lyon waren 3 Siphons eingeschaltet, von welchen der mittlere, aus 10 Bleirohrsträngen bestehend, 123 m Höhenunterschied (12 Atmosphären Überdruck) aufwies.

Der Siphon von Pergamum (römische Leitung) war, nur einem Wasserdrücke von 26 m (2¹/₂ Atmosphären) ausgesetzt, aus Tonröhren gebildet.

Als besonders hervorragende Bauwerke in den römischen Kolonien Europas sind noch die durch ihre gewaltigen Dimensionen imponierenden Aquädukte (Brückenleitungen) hervorzuheben.

In Gallia (Frankreich): der ca. 18 v. Chr. erbaute Pons du Gard für die Wasserleitung von Nemausus (Nimes), eine mächtige Brücke aus drei übereinander angeordneten Bogenstellungen, deren einzelne Bogen (im ganzen 256 Stück) bis 24 m Spannweite besitzen. Das zur Übersetzung des Garonne-tales bestimmte 2000 m lange Bauwerk hat eine größte Höhe von ca. 45 m über dem Wasserspiegel des Flusses. Weiter sind hervorzuheben die Aquädukte von Vienna, Antibes und Sens.

In Spanien: der Aquädukt von Tarragona (anfangs der christlichen Zeitrechnung erbaut) in zwei Bogenstellungen von zusammen 30 m Höhe, ferner der Aquädukt von Chelves und Merida, endlich jener von Segovia (unter Trajan gebaut), das größte der erhaltenen römischen Bauwerke Spaniens. Seine größte Höhe beträgt 31 m bei einer Länge von 818 m. Die Brücke besteht aus 109 Bogen, welche in zwei Etagen übereinander angeordnet sind.

In Deutschland finden sich gleichfalls Überreste römischer Wasserleitungen in den Städten Köln, Mainz, Metz und Straßburg, in Österreich jene von Vindobona und Carnuntum.

Die römische Wasserleitung nach Vindobona. — Über Auftrag der archäologischen Kommission des Gemeinderates der Stadt Wien wurden in den Jahren 1905—1907 Aufgrabungen vorgenommen zum Zwecke der Aufdeckung der antiken Wasserleitung in der Nähe des Rosenhügel Hochreservoirs in den Gemeinden Mauer und Atzgersdorf, auf welche gelegentlich einer tieferen Ackerung gestoßen wurde. Die bisher aufgedeckte bezw. untersuchte Trace, welche ganz in der Nähe der ersten Hochquellenleitung und parallel zu dieser liegt, ist ca. 2,5 km lang, schmiegt sich der Terraingestaltung an und liegt nur in geringer Tiefe unter der Erdoberfläche (im Maximum 1 m tief).

Die Leitung besteht aus einem einfachen Deckelkanal von 0,65 m lichter Höhe und 0,50 m lichter Breite. Auf 0,38 m Höhe, von der Sohle aus gerechnet, fand sich in normalen Strecken eine starke rauhe Kalksinterkruste vor, die auf eine vorherrschende normale Wassertiefe von 0,38 m schließen läßt. Auf Grund dieses Normalprofiles und des Gefälles habe ich die normale Kapazität dieses Gerinnes bezw. das nach Vindobona zugeflossene Normalquantum berechnet.

Unter weiterer Zugrundelegung eines Bedarfsquantums von 230 1 pro Kopf (nach Herschel für das antike Rom angenommen) ergibt sich aus dem berechneten Tagesquantum von 5184 m³ eine Einwohnerzahl für Vindobona von rund 20000 Einwohner, wobei auf das 20 ha große Militärlager zirka 5000 Mann und auf die Zivilstadt 15000 Einwohner entfallen würden (Jahrbuch für Altertumskunde. Wien 1908. Bd. II, S. 20).

Außer den bereits angeführten Wasserleitungen in Pergamum und Aspendus haben die Römer auch in Kleinasien eine große Anzahl derartiger Werke, mitunter auch auf Kosten der betreffenden Gemeinden geschaffen.

Erwähnt seien hier unter anderen die Städte Nicomedia, Alexandria-Troas, Mytilene, Ephesus und Antiochia in Syrien.

Unter den römischen Wasserwerken in Afrika ragt insbesondere die Leitung für Karthago hervor, welche eine Länge von 132 km besessen haben soll; einer der im Zuge der Leitung befindlichen Aquädukte, welcher unter Septimus Severus (193—211 n. Chr.) gebaut wurde, hatte eine Höhe von 40 m.

Die oströmischen Wasserleitungen, die jedoch größtenteils nicht mehr aus der Periode des Altertums stammen,

Byzantinisches Reich.

sondern bereits dem Mittelalter angehören, weisen zum Unterschiede von den weströmischen in bezug auf die Wasserbeschaffung insoweit wesentliche Unterschiede auf, als hier wieder zahlreiche Anlagen von Stauweihern anzutreffen sind, welche jedoch in ihren Dimensionen sehr bescheiden und oft nur als künstlich ausgehobene kleinere Teiche von rechteckiger Grundrißform durchgeführt erscheinen.

Unter allen diesen Anlagen ist die Wasserversorgung von Konstantinopel die bedeutendste.

Unter den antiken Bauobjekten dieser Anlage muß insbesondere der Aquädukt des Valens hervorgehoben werden, welcher, um das Jahr 368 n. Chr. gebaut, eine Höhe von ca. 23 m hat und die Bogenstellungen in zwei Etagen durchgeführt erscheinen. Der ursprünglich gegen 1200 m lange Aquädukt wird nach wiederholt durchgeführten Reparaturen auch noch heute notdürftig benützt.

I. Die moderne Wasserversorgung der Ortschaften.

Reinigung des Talsperrwassers durch Berieselung von drainierten Wiesen.

oder Q = 14,3 sl-

7°

llKEh a

id

3. Eiserne Gravitations-Druckrohrleitungen.

II. Künstliche Hebung des Wassers.

4. Windmotoren.

-r\ ot-TrsT

ff

II. Das Wasserwerk der Stadt Teschen (Österr.-Schlesien).

ist ferner das Trägheitsmoment J = — • 1 • B3. Die

I. = 2,00

Die zweckmäßigste Anordnung zur Beseitigung der Wi

i»

. . A = 0,50 R,

yj h vergleichenden Graphikons in anderer Weise, ähnlich den Massennivellements bei dem Erdbaue, konstruieren.

3. Chaussierung von Strafsen und Wegen.

§ 69.

c) Eisenteile.

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VI. Österreich.

18

VIII. Talsperren aus Beton.

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IV. Tiefenlage, Gefällsverhältnisse und Profilformen der Kanäle.

VI. Notauslässe und Regenüberfälle.

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II. Die biologischen Reinigungs-Methoden.

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ganzen Abwasserdeshifektjvf 7 ^ Arbd‘“ auch ^Mich de

Marsson und Kolkwitz1) haben wohl zuerst darauf au

Berichtigungen, Ergänzungen und Nachträge

Gerüst - Plan

Kulturtechnische Baukunde.

I. Die moderne Wasserversorgung der Ortschaften.

Das große Gebiet der Kulturtechnik umfaßt, wie bekannt, insbesondere 2 Hauptgruppen des Wasserbaues, welche wir unter der allgemeinen Bezeichnung Entwässerung und Bewässerung zusammenfassen. Diese Bezeichnung umfaßt jedoch nicht allein die Zu- und Abführung, also die zweckentsprechende Wasserverteilung auf den landwirtschaftlich benutzten Grundstücken (Felder und Wiesen) zum Zwecke der Erhöhung der Bodenertragsfähigkeit derselben,, sondern es gehört in die große Gruppe der Ent- und Bewässerungsarbeiten auch die Ableitung des überflüssigen oder die Zuleitung bezw. Ergänzung, des fehlenden Wassers in Ortschaften im allgemeinen und in bewohnten Räumen im speziellen. Während die Kanalisation den Zweck der Entwässerung verfolgt, ist es Aufgabe der Wasserversorgung, menschliche Wohn-räume insbesondere mit dem nötigen Wasser für Trink- und Nutzzwecke zu versehen. Das Wasser kann oft nur zum Genüsse für Menschen und Tiere verwendet werden, in welchem Falle wir es mit einer Trink Wasserleitung zu tun haben, deren Zweck es ist, das qualitativ und quantitativ entsprechende Wasser sowohl für Trink- als auch für Haushaltungszwecke zu beschaffen; zu dem letzteren gehört das Wasser, welches beim Kochen und Reinigen im Haushaltungswesen benötigt wird. Jenes Wasser, welches zu allen anderen Zwecken benutzt wird und an welches naturgemäß andere Ansprüche in qualitativer wie insbesondere in quantitativer Richtung gestellt werden müssen, wird allgemein Nutzwasser genannt, und ist es Aufgabe einer Nutzwasserleitung, diesen verschiedenen und größeren Bedarf zu decken.

Als Ideal bei Aufstellung eines Projektes für eine Wasserversorgung hat die einheitliche Beschaffung eines sowohl für Trink- als Nutzzwecke entsprechenden Wassers zu gelten. Wohl ist dieses anzustrebende Ziel insbesondere bei größeren Ortschaften und Städten nicht immer zu erreichen.

Um beurteilen zu können, ob das zur Verfügung stehende Wasser überhaupt verwendbar ist und im speziellen zu Trink- oder Nutzzwecken benutzt werden oder endlich gleichzeitig beiden dienen kann, ist es notwendig,, in erster Linie der Frage der Qualität und der Quantität des Wassers näher zu treten.

Ä. Eigenschaften des Wassers.

I. Trinkwasser.

Ein gutes Trinkwasser muß klar und farblos, wohlschmeckend und gesund sein und eine möglichst gleichbleibende Temperatur von 7—10° C. besitzen. Die Reinheit des Wassers ist eine jederzeit mehr oder weniger leicht zu erreichende Bedingung, indem einerseits das meiste Quell- und Grundwasser an und für sich in vollkommen klarem Zustande gewonnen wird, andererseits es jederzeit möglich ist, durch technische Maßnahmen eine eventuelle künstliche Reinigung zu erzielen. Zu diesen Mitteln gehören die Sedimentation und die Filtration, über welche später gesprochen werden soll. Unter dem Begriffe „rein“ ist nicht nur die Eigenschaft der Durchsichtigkeit verstanden, sondern es soll das Wasser auch jenes Aussehen besitzen, welches wir „kristallklar“ nennen. (Bei anderen Getränken, wie Bier und Wein, pflegt man diese Eigenschaft als „Glanz“ zu bezeichnen.) Zur Beurteilung dieser vollkommensten Reinheit des Wassers in mechanischer Beziehung bedient man sich am besten eines nicht zu kleinen geschliffenen, aus ganz reinem Glase gefertigten Trinkgefäßes oder einer Flasche. Hierbei ist zu berücksichtigen, daß ein Wasser in verhältnismäßig dünnen Schichten ganz klar erscheinen kann, während es bei größerer Tiefe der Wasserschichte eine Trübung etc., meist durch das Vorhandensein von sehr fein verteilten Sedimenten bedingt, aufweist. Insbesondere ist dies bei Flußwasser zu beobachten, das künstlich gereinigt (filtriert) zu Trinkzwecken verwendet wird. Um in dieser Beziehung eine Norm zu schaffen, hat man eigene Apparate konstruiert, die im wesentlichen darin bestehen, daß eine beliebig weite Glasröhre mit dem auf seine Klarheit zu untersuchenden Wasser gefüllt und konstatiert wird, ob bei einer gewissen Höhe der Wassersäule ein Faden, Kreuz oder irgend ein kleiner Gegenstand noch vollkommen deutlich wahrzunehmen ist. Bei diesem Versuche kann auch die Farblosigkeit des Wassers beurteilt werden. Die zweite Eigenschaft eines guten Trinkwassers besteht in dem „Wohlgeschmack“ desselben. Dieser Begriff ist nur relativ aufzufassen, indem das Wasser eigentlich „geschmacklos und geruchlos“ sein soll, auch keinen faden Geschmack besitzen darf.

Der Geruch kann bei moorigen Quellgründen durch chemische Beimengungen, sonst zumeist durch das Vorhandensein aufgelöster Gase etc. bedingt sein.

Der sogen. Geschmack, im günstigen Sinne aufgefaßt, ist einerseits bedingt durch die Härte des Wassers, andererseits durch das Vorhandensein einer gewissen Menge halbgebundener und freier Kohlensäure, welche neben der entsprechenden, nicht zu hohen Temperatur das Wasser frisch und schmackhaft macht. Ist das Wasser zu weich und kohlensäurearm, dann schmeckt es „fad“ oder „schal“. Wenn auch durch einen Gehalt an Kohlensäure das Wasser appetitanregend und damit sanitär sehr günstig auf die Verdauung wirkt, so darf dieser Gehalt an Kohlensäure doch nicht jenen Grad erreichen, welcher das Wasser zu einem sogen, „natürlichen Säuerling“ stempelt.

Unter der Härte des Wassers versteht man das Mengenverhältnis der in einer bestimmten Menge Wasser gelösten Mineralsalze, insbesondere der kohlen- und schwefelsauren Kalk- und Magnesiasalze.

In Deutschland entspricht 1 (deutscher) Härtegrad 1 Teil Kalk (CaO) in 100000 Teilen Wasser oder 10 mg CaO in 1 Liter Wasser oder die äquivalente Menge Magnesia (MgO), wobei 1,0 Teil MgO — 1,4 Teilen CaO oder 1 Teil Magnesiumkarbonat =1,75 Kalkkarbonat entspricht.

Ein französischer Härtegrad entspricht einem Gehalte von 1 Teil CaCOs (kohlensaurem Kalk) in 100000 Teilen Wasser oder 10 mg CaCOs in 1 Liter Wasser. Es ist also 1 französischer Härtegrad = 0,56 deutschen Härtegraden = 0,70 englische Härtegrade.

= 80 deutsche

Härtegrade.

„    =70 englische

Es entspricht also 1 deutschen Härtegrad = 1,786 französischer,

= 1,250 englischer Grad.

Ein englischer Härtegrad entspricht nämlich 1 Gran Calcium-Magnesiakarbonat in 1 Gallon (4,5435 1) Wasser bezw. 10 mg CaCOs in 0,7 1 Wasser oder 1 englischer Härtegrad = 1 Gewichtsteil in 125000 Teilen Wasser, mithin 100 englische Grade 100 französische Grade = 56 100

Unter Gesamthärte versteht man die Härte des ungekochten frischen Wassers, unter bleibender oder permanenter Härte jene des gekochten WTassers, nachdem beim Kochen durch Entweichen eines Teiles der Kohlensäure Bikarbonate in einfache im Wasser unlösliche Monokarbonate umgewandelt, daher herausgefällt werden. Einen Hauptbestandteil der permanenten Härte bildet der schwefelsaure Kalk (Gips), doch kann die bleibende Härte auch durch Chloride und Nitrate verursacht sein. Vollkommen genau wird die Härte des Wassers aus der quantitativen chemischen Analyse bestimmt, welche Werte in Milligramm auf 1 1 = 1000000 mg ausgedrückt werden. Nachdem jedoch die Härtegrade sich auf 100000 Teile Wasser beziehen, so müssen die durch die Analyse gefundenen Werte durch 10 dividiert werden.

Würden beispielsweise in 1 1 Wasser 100 mg CaO und 50 mg MgO gefunden worden sein, so entsprechen 50 mg MgO = 50 x 1,4 = 70 mg CaO,

100 + 70

also würde das Wasser

10

= 17 deutsche Härtegrade besitzen.

Eine einfachere, dabei bei einiger Übung für praktische Zwecke vollkommen genaue Methode ist jene zuerst durch Clark eingeführte titrimetrische Methode der Härtebestimmung mittels Seifenlösung, bei welcher die im Wasser gelösten Calcium- und Magnesiumsalze, welche sich mit der Fettsäure der Seife zu unlöslichen Verbindungen verbinden, herausgefällt werden, resp. durch die bestimmte titrierte Seifenlösung eine chemische Umsetzung der neutralen Erdalkalien mit dem fettsauren Kalium der Seife herbeigeführt wird; hierbei bilden die Erdalkalien unlösliche Verbindungen mit den Fettsäuren, während die anorganischen Säuren mit den Alkalien sich zu löslichen Salzen vereinigen. Für französische Härtegrade wird gewöhnlich eine nach Boudron und Boudet genau titrierte alkoholische Seifenlösung verwendet, welche aus einer Tropfbürette dem Wasser nach und nach zugesetzt wird. Gewöhnlich werden bei den französischen Hydrotimetern (Härtemessern) 40 m3 Wasser der Untersuchung unterzogen und die erfolgte Neutralisierung aus der Bildung eines ca. 1 cm hohen, feinblasigen, wenigstens 5 Minuten haltenden Seifenschaumes geschlossen. Die Menge der verbrauchten Seifenlösung (auf der Tropfbürette direkt in einer französischen Graden entsprechenden Skala eingeteilt) gibt direkt die Härte des Wassers an.

Dieser dichte Schaum, welcher durch einen kleinen Überschuß an Seifenlösung bedingt ist, muß sich nach viertelstündigem Stehenlassen bei neuerlichem Schütteln abermals bilden. Bei sehr hartem, insbesondere sehr magnesiareichem Wasser tritt schon früher nach Absättigung des Kalkes durch die Fettsäuren eine leichte Schaumbildung ein; setzt man nach Ablösung der bisher verbrauchten Seifenlösung noch weitere Seife hinzu, so wird die Schaumhöhe nicht größer, sondern bildet sich der eigentliche dichte Schaum von 1 cm Höhe erst nach Absättigung der Magnesia, so daß Magnesia und Kalkhärtegrade gesondert bestimmt werden können. Es empfiehlt sich aber, bei sehr hartem Wasser bloß 20 oder 10 cm³ der Untersuchung zu unterziehen und dieses Quantum mittels destilliertem Wasser auf 40 cm³ zu ergänzen. Die gefundenen französischen Grade sind dann mit 2 bezw. 4 zu multiplizieren; dieses Resultat mit 0,56 multipliziert, gibt deutsche Härtegrade. (Näheres sowie die Abbildung des französischen Hydrotimeters siehe Bd. I des kulturtechnischen Wasserbaues, S. 40.)

Zur Vornahme⁻ einer quantitativen chemischen Analyse werden 3—5 1 Wasser benötigt.

Nach dem Maße der Härte unterscheidet man harte und weiche Wässer. Vom Standpunkte des Hygienikers bezw. Hydrotechnikers pflegt man ein Wasser, das über 5—6 deutsche Härtegrade besitzt, bereits zu den harten zu zählen, während der Chemiker ca. 15° als Grenze annimmt und Wässer über 30° erst als sehr hartes bezeichnet. Soll das Wasser gesund sein, so soll es unter normalen Verhältnissen 20 Härtegrade absolut nicht überschreiten, obwohl weder bei abnormal niederen wie hohen Härtegraden — nach der Behauptung Proskauers (Enzyklopädie der Hygiene von Pfeiffer und Proskauer, Leipzig 1905, Bd. 2, S. 510) sogar bei einer Härte bis 100 deutsche Grade — ein gesundheitsschädlicher Einfluß auf die Bewohner beobachtet wurde, solange kein namhafter Wechsel in der Härte des Trinkwassers eintrat. Die allgemein zuträglichste Härte ist 8—10°, also ziemlich entsprechend den Temperaturgraden in Celsius. Die für den Gaumen angenehmste Temperatur zum Trinken im Hochsommer ist 10° R. = 12,5° C., welches Wasser immerhin noch als ein frisches, der Gesundheit zuträgliches bezeichnet werden muß. Hartes Wasser ist für Nutzzwecke, insbesondere Industrien, ebenso auch zum Kochen schlecht geeignet (Kesselsteinbildung und Hartbleiben der Hülsenfrüchte beim Kochen). Es ist im allgemeinen bei Lösung einer Wasserversorgungsfrage selten möglich, ein Wasser von der gewünschten Härte auswählen zu können, sondern es muß eben mit dem vorhandenen gerechnet werden. Hierbei muß nochmals bemerkt werden, daß es zumeist in sanitärer Richtung gar nicht rätlich erscheint, dort, wo es

auch durchführbar wäre, der seit jeher beispielsweise an sehr hartes Wasser gewöhnten Bevölkerung plötzlich ein sehr weiches Wasser zur Verfügung zu stellen.

Diese Grenze, vom sanitären Standpunkte aus aufgefaßt, wird im allgemeinen sehr schwanken und sich nach dem früher vor der Einführung der Wasserleitung verfügbaren Wasser richten. Ortschaften, welche ehedem auf Wasser aus Letten-, Mergel- oder Gipsschichten mit 30—40 und mehr Härtegraden angewiesen waren, werden 20° als Grenze um so mehr akzeptieren müssen, als in der nächsten Umgebung infolge der geognostischen Beschaffenheit der wasserführenden Hangend- oder Liegendschichten vielleicht überhaupt ein weicheres Wasser nicht beschafft werden kann. Der Bevölkerung von Ortschaften, welche seit Menschengedenken an das sehr weiche Wasser der kristallinischen Schiefer-, Granit- und Quarzsandgebiete etc. gewöhnt waren, würde ein Wasser von 10—15 Härtegraden, wenigstens solange die Reaktion auf die Verdauungsvorgänge durch Gewohnheit nicht aufgehoben ist, viel zu hart erscheinen. Im übrigen soll der Härtegrad auch ein solcher sein, daß das Wasser ohne wirtschaftliche Nachteile zu allen häuslichen und gewerblichen Zwecken verwendet werden kann. Wie veränderlich überdies die

Härte eines Trinkwassers in verschiedenen Zeiten sein kann, zeigen die nachstehenden Messungsresultate des Wiener Hochquellenwassers an aus ein und derselben Auslaufstelle (Hochschule für Bodenkultur):

30. Oktober

1907 = 9,2 deutsche Härtegrade.

9. November 1908 = 8,4

1909    = 7,6

1910    = 9,0 7. November 1910 = 9,0

1910= 9,5 14. September 1911 = 7,3 14. November 1911 = 6,5 1912 = 7,0

4.

7. März

21.

11.

Außer der Bestimmung der Härte des Wassers ist auch der Nachweis einiger der für die Beurteilung der Verwendbarkeit zu Genußzwecken wichtigen Bestandteile an Ort und Stelle leicht durchführbar.

Schwefelwasserstoff SH% (Grenzwert = O).

Stärkere Mengen sind schon durch den spezifischen Geruch erkennbar. Mit basisch essigsaurer Bleilösung getränkte Streifen Filtrierpapier werden beim Benetzen mit derartigem Wasser schwarz infolge Bildung von Schwefelblei.

Der Schwefelwasserstoff entweicht bei größeren Mengen nach längerer Zeit, in welchem Falle dann Ausscheidungen von Schwefel im Wasser bemerkbar sind.

Eisen (Grenzwert 0,15 mg pro Liter als Eisenoxydul). Eisen kann Vorkommen:

a) zumeist als doppelkohlensaures Eisenoxydul im Wasser gelöst. 100 cm Wasser werden mit etwas Gallus- oder Gcrbsäurelösung versetzt und erfolgt je nach dem Eisengehalt eine zarte rosarote bis dunkelviolette Färbung;

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

b) oder: abgesetztes unlösliches Eisenoxydhydrat oder basische Sulfate als braune oder gelbe Flocken, welche gebildet werden durch Entweichen der Kohlensäure an der Luft und gleichzeitiger Einwirkung des Sauerstoffes der Luft und des absorbierten Sauerstoffes bezw. durch die Tätigkeit der Wasserbakterien zu unlöslichen Eisenverbindungen umgewandelt.

Dr. Klut empfiehlt nachstehende Methode zur Nachweisung von Eisenoxydulverbindungen.

In einem Glasrohr von ca. 25 mm Lichtweite und 300 mm Länge und ebenem Boden wird das zu untersuchende Wasser mit ca. 1 cm³ 10°/₀iger Natriumsulfidlösung (Na^S + 9H₂0) (chemisch reines Schwefelnatrium in braunem Fläschchen mit Glasstöpsel aufzuwahren) versetzt. Je nach der Eisenmenge tritt sogleich oder innerhalb kurzer Zeit (2—3 Minuten) eine lichte grün gelbe bis dunkle braunschwarze Färbung ein, indem das in Wasser befindliche Eisen, in Ferrosulfid verwandelt, in kolloidaler Form in Lösung bleibt. Diese Färbung, wenn auch schwach, kann beim Durchblicken durch die ganze Wassersäule gegen eine weiße Unterlage (8—4 cm entfernt gehalten) gut beobachtet werden. Es lassen sich noch 0,15 mg Fe in 1 1 Wasser erkennen. Unter 0,5 mg ist der Farbenton meist grünlich, darüber hinaus mehr grüngelb, bei viel Eisen dunkelgrün, braun bis braunschwarz.

Bei einem Eisengehalt von 1 mg Fe m 11 Wasser aufwärts kann man die Grünfärbung schon in einem gewöhnlichen Reagenzglas im Verlaufe von

2—3 Minuten gut beobachten.

Ammoniak (7Vi/₃), Grenzwert = 0.    100 cm³ Wasser behufs Ausfällung

der Kalk- und Magnesiasalze als unlösliche Karbonate mit 2—3 cm³ Natron-EbJi A^dauge (Na OH) gemischt und etwas Neßlers Reagenz (öiquecksilberammonjodid \    2 KJ-\-HgJ₂) zugetropft gibt gelbe Färbung bis bräunlichen Niederschlag

entweder gleich oder nach 10 Minuten. Ist das zu untersuchende Wasser durch fein verteilte Tonteilchen getrübt, daher die Färbungsreaktion nicht sichtbar, so werden 100 cm³ Wasser mit ca. 1 cm³ einer 2°/₀igen wässerigen Lösung von chemisch reinem Aluminiumsulfat versetzt, gut gemischt, wodurch die schwebenden Tonteilchen niedergeschlagen werden.

Nach Absetzenlassen wird die klare Flüssigkeit abgegossen und jetzt erst mit dem Neßlerschen Reagenz geprüft.

Chlor (Grenzwert 20—30 mg als CI Na pro Liter). Um sowohl qualitativ als ziemlich genau auch quantitativ den Chlorgehalt zu bestimmen, bedarf es einer bestimmt titrierten Silberlösung, und zwar von 4,791 g geschmolzenem salpetersauren Silber (AgNOs) in 1 1 destilliertem Wasser. Es werden nun 100 cm³ Wasser mit ca. 1 cm³ (10 Tropfen) neutralem chromsauren Kali W₂Cr0₄ (10°/oige Lösung) als Indikator versetzt und kubikzentimeterweise aus einer Tropfbürette (in Kubikzentimeter und Unterabteilungen geteilt) die Silbernitratlösung zugetropft, bis die reingelbe Farbe der Lösung in rotbraun (Chromsilberbildung) umschlägt.

Es entspricht nun 1 cm³ Silberlösung 1 mg Chlor in 100 g Wasser, also 10 mg Chlor entsprechen einem Zusatz von 10 cm³ Silberlösung.

Nachdem 20—30 mg Chlor pro Liter zulässig sind, so ist ein Wasser, welches in 100 cm³ nicht mehr wie 2—3 cm³ Silber zur Reaktion benötigt, noch einwandfrei. Nach dem Verbrauch der Silberlösung kan^i an der Skala der Tropfbürette der Chlorgehalt auf Zehntel Milligramm genau bestimmt werden.

Salpetersäure und salpetrige Säure (N%Ob, N%Os), Grenzwert = O.

Auf einer kleinen glatten Porzellanplatte wird je 1 Tropfen des zu untersuchenden Wassers und von Diphenylamin (in konzentrierter H₂SOi gelöste Kristalle von NH [C₆H₆]₂ in einem braunen Fläschchen mit Glasstöpsel vor Licht schützen) gegeben und durch Neigung der Platte beide Tropfen zusammenfließen gelassen. Im Falle des Vorhandenseins obiger Stickstoffverbindungen erfolgt eine blaue Färbung des Wassertropfens. Die Reaktion auf Nitrite ist besonders scharf, auf Nitrate weniger scharf, doch immerhin deutlich sichtbar. Obwohl der Grenzwert für salpetrige Säure mit 0 angenommen wird, dürfte auch ein Gehalt von 0,02 mg N₂Os in 1 1 Wasser nicht schädlich sein.

Organische Substanz. Die Menge derselben wird durch Kochen einer bestimmten Wassermenge mit einer Kaliumpermanganatlösung von genau bestimmtem Gehalt ermittelt, bis Entfärbung eintritt. Man bestimmt die zur Oxydation der organischen Substanzen verbrauchte Lösung von KMnO₄ in

Milligramm pro 1 1.

$.7?8 ■

Es entsprechen 40 cm³ einer ^qq~ Normal-Kaliumpermanganat-Lösung =

12 mg KMnO± — 3 mg Sauerstoff = 63 mg organischer Substanz.

Reines Trinkwasser weist einen Kaliumpermanganatverbrauch auf, der pro Liter kleiner als 12 mg KMnO₄ ist.

Infolge des notwendigen Kochens und des hierzu nötigen längeren Zeitraumes wird diese Prüfung am Entnahmsorte selbst unbequem werden.

Man kann aber bei starkem Gehalt an organischer Substanz schon nach der gelblichen Färbung des Wassers auf diese Verunreinigung schließen, obwohl diese Färbung auch von unschädlichen Huminstoffen herrühren kann. Der Gehalt an organischer Substanz darf eine gewisse Grenze

35

1000000.

Derzeit wird diese Grenze durch die Menge des zur Oxydation der organischen Substanz verbrauchten übermangansauren Kalilösung (zumeist 10 mg pro Liter) fixiert. Nach anderen Chemikern sollen zur Oxydation der organischen Substanz höchstens 17 mg Kaliumpermanganat entsprechend 63 mg organischer Substanz verbraucht werden.

nicht überschreiten; dieselbe beträgt nach einigen Chemikern ca.

Schwefelsäure S0₃, Grenzwert 80—100 mg im Liter. 20 cm³ Wasser durch einige Tropfen Salzsäure ansäuern, dann einige Tropfen einer Chlorbariumlösung (1 : 10) zugesetzt, gibt eine Trübung oder einen weißen Niederschlag.

Außer der entsprechenden äußeren Beschaffenheit (Aussehen, Farbe, Geruch, Geschmack), der Härte und des Gehaltes an organischer Substanz sollen noch nachstehende Grenzwerte nicht überschritten werden. Der Gehalt an Magnesia soll 40 mg im Liter nicht übersteigen, salpetrige Säure und

Ammoniak, ferner Schwefelwasserstoff vollständig fehlen und Chlor nur in Form von Kochsalz (ClNa) Vorkommen. Wie verschieden die Ansichten über gewisse zulässige Grenzen der im Genußwasser gelösten Stoffe sind, kann aus nachstehender Tabelle entnommen werden. (Fischer, „Das Wasser“ etc.)

Tabelle über zulässige Grenzwerte chemischer Bestandteile.

(Milligramm pro Liter.)

Benennung:

Reichardt

1872

F. Fischer 1873

Tiemann

1874

Englische

Kommission

1874

Brüsseler

Kongreß

1885

Schweizer

Kongreß

1888

Tiemann und Gärtner 1889

Gesamtgehalt an organ. Stoffen (ermittelt durch übermangansaures Kali)

2—10 8—16 6—10

10

10 6—10

Darin:

Organischer Kohlensoff Stickstoff Salpetrige Säure. . .

Ammoniak.....

Albuminoidammoniak . Salpetersäure ....

Chlor.......

Schwefelsäure . , .

Magnesia.....

Eisenoxydul .... Abdampfrückstand . . . 100—500 Gesamthärte (deutsche Grade)

27    5-15

2-8 36 20-30 2—63 80 80-100

500

18

17—20 18-20

0,3

500

20

S§l © o-g I

Ol

500

0,2

0,1

5-15

20—30

60—100

40

—0,15

500

18—20

Die von den österr. k. k. allgemeinen Untersuchungsanstalten für Lebensmittel in Wien, Prag etc. durchgeführten Analysen für Wasserversorgungszwecke enthalten im Befund nachstehende Daten:

a)    Äußere Beschaffenheit (Aussehen, Farbe, Geruch, Geschmack).

b)    Reaktion (gegen Lackmus, gegen Rosolsäure).

c)    Bodensatz.

d)    Bakteriologischer Befund (Zahl der entwickelten Mikrobien-Kolonien pro 1 cm³ Wasser binnen . . . Tagen.

e)    Chemische Beschaffenheit. In 1 Liter WTasser sind enthalten Milligramme:

Abdampfrückstand bei 100° C.; Trockenrückstand bei 170° C.; Glührückstand; Glühverlust; Eisenoxydul, Eisenoxyd, Kalk, Magnesia, Kali, Natron, Ammoniak, Albuminoid-Ammoniak, Chlor, salpetrige Säure, Salpetersäure, Schwefelsäure, Phosphorsäure, Kieselsäure, Kohlensäure (freie, halbgebundene, gebundene), Schwefelwasserstoff, schwere Metalle, Kaliumpermanganat zur Oxydation der organischen Stoffe, endlich Gesamthärte (deutsche Grade) und bleibende Härte.

Der „Deutsche Verein für öffentliche Gesundheitspflege in Düsseldorf“ stellte 1876 diesbezüglich folgenden Satz auf: „Was die Beschaffenheit des

Wassers anbetrifft, so können absolute Grenzwerte für die erlaubte und unschädliche Menge fremder Bestandteile im Wasser zurzeit nicht festgestellt werden. Die Hauptsache ist, daß durch die Art der Anlage eine Verunreinigung durch animalische Abfallstoffe und exkrementelle Stoffe ausgeschlossen ist.“

Rücksichtlich der in Betracht kommenden chemischen Bestandteile wäre nach anderen Grenzaufstellungen noch nachstehendes hervorzuheben.

Nachdem Magnesiasalze im allgemeinen abführend wirken, soll der Magnesiagehalt speziell nicht über 4 bis 5 deutsche Härtegrade steigen.

Der Salpetersäuregehalt ist nur dann bedenklich, wenn er nicht aus tierischen oder menschlichen Abfallstoffen herrührt. — Das Wasser soll im Liter nicht mehr als 30 mg enthalten (gegenüber den Grenzwerten auf S. 20). Die Grenze des maximalen Chlorgehalts wird von anderen Chemikern mit 35,4 mg angegeben, wobei 300 mg Chlornatrium den Geschmack des Wassers noch nicht wesentlich tangiert.'¹ ‘ Als Grenze der gebundenen Schwefelsäure wird 100 mg angegeben.

Die Kohlensäure kann als freie (gasförmige), halbgebundene (in Bikarbonat#) und gebundene (einfach kohlensaure Salze, Monokarbonate) Vorkommen.

Der Schwefelwasserstoff stammt von der Zersetzung von Sulfaten, z. B. Gips, oder Sulfiden (Schwefelkies), oder aber von eiweißhaltigen organischen Substanzen her.

Auch atmosphärische Luft kann oft in größerem Maße im Wasser enthalten sein; ein solches Wasser sieht beim Ausfließen milchig aus, klärt sich jedoch beim Stehen sehr rasch.

Der Gehalt an Albuminoidammoniak, welches von tierischen Zersetzungsprodukten herstammt, soll im Maximum 0,1 mg pro Liter nicht übersteigen.

Huminstoffe (aus Moorgebieten stammend) sind zwar hygienisch nicht bedenklich, greifen jedoch ihrer etwas sauren Reaktion wegen mit der Zeit Metalle an, weshalb bei Verwendung eines solchen Wassers beispielsweise für Kesselspeisung dieses durch Alaun gereinigt werden muß.

Gehalte an Mineralgiften wie Arsen, Blei etc., wenn auch noch so gering, schließen eine Verwendung des Wassers als gewöhnliches Trinkwasser (nicht Mineralwasser) völlig aus.

Eisenverbindungen sind meist als doppelkohlensaure und schwefelsaure Salze im Wasser gelöst; ersteres scheidet beim Stehen an der Luft lichtbraune Flocken von Eisenhydroxyd ab:

2 Fe COs + O -f 3 H₉ O = 2 Fe (OH)s + 2 C0₂.

Ein Eisengehalt des Wassers in Form von Eisenoxydul bildet wohl keine gesundheitsschädliche Verunreinigung des Wassers, sobald derselbe nicht größer als 0,1—0,15 mg pro Liter ist, nur wird der Eisengehalt durch das Ausfällen des durch Zutritt der Luft in Eisenoxydhydrat verwandelten unlöslichen Rostpulvers bei vielen Verwendungen des Wassers sehr lästig. Dieses so verunreinigte Wasser ist nämlich nicht nur für Genußzwecke unappetitlich, für einzelne Industrien ganz unbrauchbar, sondern werden auch die Rohrleitungen durch häufige Bildung der Eisenalge (Crenothrix) leicht inkrustiert, ja oft ganz verstopft. Das gleiche gilt von dem Mangangehalt, der besonders in neuerer Zeit bei Grundwasserversorgungen plötzlich in großer Menge als schwarzer Schlamm sich vorfand, so beispielsweise in Breslau im Jahre 1906, in deren Anlage nach einem Hochwasser plötzlich kolossale Mengen von Mangansulfat und Eisen auftraten, welche im Maximum 800 mg, im Durchschnitt 130 mg pro Liter betrugen.

Der größere Eisengehalt in einem aufgeschlossenen Grundwasser ist insbesondere dadurch bedenklich, daß die Oxydulstufe nur bei mangelndem Sauerstoff auftritt, was besonders bei versumpften Böden der Fall ist, deren Wasser als solches insbesondere seines Reichtumes an organischer Substanz wegen vom Genüsse auszuschließen ist. Im übrigen läßt sich manches im Brunnen aufgeschlossene, anfangs eisenhaltige Wasser durch längeres Auspumpen oder durch kräftige Luftoxydation (Aeration) in einen brauchbaren Zustand überführen. Die letztere Methode besteht darin, daß das Wasser entweder in dünnen Schichten langsam über breite Stufen (Terrassen), welche mit grobem Schotter oder Reisig bedeckt sind, überrieselt und sodann in ein Absatzbassin geleitet wird, wo die Sedimentierung des unlöslichen Eisenoxydhydrates stattfinden kann, oder aber aus einer eigens konstruierten Rieselanlage kombiniert mit einer Sandfiltration.

Leider muß bei großen Grundwasserversorgungen sehr häufig mit dem Auftreten von Eisen im Wasser und dem kostspieligen Prozeß einer Enteisenung gerechnet werden.

Die Art des Vorkommens von Eisen- und in seltenen Fällen auch von Manganverbindungen im Untergrund, sowie ihre Bildung kann eine lokal oft sehr verschiedene sein.

So äußerte sich rücksichtlich der epochalen Katastrophe in Breslau (1906) Professor Luedecke über die Ursachen der plötzlichen Verunreinigung des Wassers dahin, daß im Oderschwemmland Schichten eingelagert sind, welche beträchtliche Mengen von Schwefeleisen enthalten, wie sich solches in den meisten mit Wasser vollständig gesättigten Bodenschichten, in Sümpfen und Mooren bildet und hier erst dann einer Veränderung unterliegt, wenn der Grundwasserspiegel gesenkt wird (z. B. durch Auspumpen), wonach sodann durch den Sauerstoff der in den Boden eindringenden Luft das Schwefeleisen in schwefelsaures Eisenoxydul (Eisenvitriol) umgesetzt wird, welches Salz bekanntermaßen in Wasser leicht löslich ist. In dem durch Absenkung des Grundwasserspiegels trocken gelegten Untergrund speichert sich nun dieses Eisensalz auf, wird aber beim Steigen des Grundwasserspiegels oder durch eingesickertes Tagewasser (bei Hochwasser etc.) wieder gelöst und gelangt in die Entnahmebrunnen.

Während dieses Durchfließens durch den Boden bindet wohl der im Boden enthaltene Kalk aus diesem Eisensalze teilweise oder bei großem Kalkgehalt vollständig die Schwefelsäure und bildet schwefelsauren unlöslichen Kalk, der unschädlich ist.

Ist aber der Boden kalkarm, dann bleibt das Eisensalz als solches gelöst und wird auch durch die Enteisenungsanlage, ebenso wie die Mangansalze, zumeist nur wenig zersetzt, während im anderen Fall das von der Säure befreite basische Eisen als Eisenoxydhydrat ausgefällt wird. (In Stettin soll man jedoch durch eine kräftige Aeration in der Enteisenungsanlage den Mangangehalt von 5 auf 0,2 mg im Liter reduziert haben.)

Beim Boden des Oderschwemmlandes wurde nun durch die Analyse mehr Schwefelsäure im Wasser nachgewiesen, als vom Kalk gebunden werden kann. In einem späteren Artikel der „Schlesischen Zeitung“ vom 10. Juni 1906 schreibt Prof. Dr. Luedecke, daß aus dem Analysenbefunde gefolgert werden kann, daß die verunreinigenden Stoffe in der Nähe der Brunnen lagern müssen und auf ganz kurzem Wege mit dem Wasser in die Brunnen gelangen.

Das Schädliche im Wasser ist die Schwefelsäure, die im Boden nach Auspumpen des Grundwassers entstanden ist und Eisen und Mangan in Lösung bringt. In anderen Fällen kann das Wasser auch Eisen in Form von kohlensaurem Eisenoxydul enthalten, welches durch den Prozeß der Aeration durch Aufnahme von Sauerstoff in unlösliches Eisenoxydhydrat überführt und daher ausgefällt wird, welches Sediment später durch Filtration entfernt werden muß.

Über die Grundprinzipien, nach welchen die Anlagen zur Enteisenung von Grundwasser durchzuführen sind, wurde in übersichtlicher Weise auf der 41. Jahresversammlung des deutschen Vereins der Gas- und Wasserfachmänner durch Zivilingenieur Prinz referiert.

Auf Grund der Betrachtungen über die hydrochemischen Vorgänge im eisenhaltigen Untergrund, welcher nahezu in allen Formationen angetroffen wird, ergeben sich folgende Erscheinungen:

Das Grundwasser hat einen veränderlichen Eisengehalt in einer wenig gefestigten, an atmosphärischer Luft leicht zerfallenden chemischen Form. Derselbe ist Ursache, daß sich das Wasser bald nach seiner Förderung an die Erdoberfläche trübt. Die Trübung besteht oft nur in einem kaum merkbaren bläulichen Opalisieren, steigert sich aber häufig bis zur reichlichen Abscheidung bräunlicher Flocken. In den oberen Erdschichten ist vorherrschend Eisenoxyd vorhanden, welches, allmählich abnehmend, in Eisenoxydul übergeht, bedingt durch die allmähliche Abnahme des Sauerstoffgehaltes des Grundwassers während des Versinkens bis zur unteren Grenze des freien Sauerstoffes. Damit zusammenhängend haben die Sande bis zur Grenze des Vorkommens löslichen Eisenoxyduls ein gelbliches Aussehen, beim Fehlen des ungebundenen Sauerstoffes sind sie grau. Die Lösung des Eisens erfolgt durch das in den Untergrund einsickernde, Sauerstoff, Kohlensäure und organische Substanz in Lösung haltende Meteorwasser. —

Mit großer Eisenabscheidung ist in der Regel verbunden eine beträchtliche Auflösung organischer, namentlich humusartiger Substanz durch die aus der Oxydation organischer Substanz hervorgegangene Kohlensäure.

Im Untergrund kann das Eisenoxydul zu Eisenhydroxyd oxydiert werden, welches, sobald es mit organischer Substanz zusammenkommt, die letztere wieder oxydiert und so abermals zu Eisenoxydul reduziert wird. Dadurch wird eine neue Kohlensäurebildung hervorgerufen, welche zu einer weiteren Vermehrung des Kohlensäuregehaltes Anlaß gibt. —

Als Begleiterscheinung eisenhaltigen Grundwassers bei bedeutendem Gehalt an organischen Stoffen tritt zumeist Schwefelwasserstoff auf, der sich bis zur Belästigung der Geruchsorgane steigern kann. Gebildet wird derselbe durch Zersetzung (Reduktion) sauerstoffhaltiger Mineralsubstanzen, selbst schwefelsaurer Salze (Gips). —

Der Eisengehalt bleibt nicht gleichmäßig derselbe, sondern steigert sich zumeist.

Aufgabe der Enteisenung ist es, die Ausscheidung des Eisens bezw. der Kohlensäure, welche dasselbe bindet, tunlichst zu beschleunigen.

Am rationellsten geschieht dies durch gleichzeitige chemische Bindung und mechanische Einwirkung dadurch, daß das kohlensaure Eisenoxydul zerstört und das feinverteilte, gefällte Ferrokarbonat durch Einwirkung des atmosphärischen Sauerstoffes (Oxydation) in Flockenform überführt wird, wodurch es durch die Filter leichter zurückgehalten werden kann.

Eine Enteisenungsanlage muß daher im allgemeinen bestehen:

a)    aus einer Oxydationsvorrichtung, welche das gelöste Eisen in Flockenform überführt, und

b)    aus einer Filteranlage, welche die ausgeschiedenen Eisenflocken zurückhält.

Als Oxydationsanlage dienen zumeist sogen. Rieseler, die mit Koks oder Klinker beschickt sein können oder aus Gradierwerken, welche aus Holz und Astwerk bestehen.

Das Packen des Rieselers mit Koksstücken (etwa in Faustgroße) muß sorgfältig, unter Freilassung von Fugen erfolgen, um sowohl den permanenten Luftzutritt zu gestatten, wie andererseits eine Verstopfung durch Eisenschlamm zu verhüten.

Das belüftete oder gerieselte Wasser wird entweder direkt auf die Filter geleitet oder dasselbe passiert vorher Sedimentierbassins und Verteilungskammern. Die Filtriergeschwindigkeit ist hier ca. 10 mal größer wie die bei normalen Flußwasser-Sandfiltern (<Q = 2,5 m³ pro m² und Tag. Man kann somit bei Feinfiltern ca. 25 m³, bei Grobfiltern jedoch bis 40 und 50 m³ pro m2 nnd Tag aufleiten). Bei abnormal starkem Eisengehalt empfiehlt sich die Verwendung von Doppel filtern, und zwar Grob- und Feinfilter. Die ersteren bestehen aus Kies und Gerolle von etwa 4—13 mm Korngröße und sind zu oberst die gröbsten Steine gelegt, so daß sich keine Filterhaut bilden kann. Die Feinfilter sind bezüglich der Anordnung des Materiales gleich mit den gewöhnlichen Sandfiltern angeordnet.

Die Rieselerhöhe schwankt je nach dem Eisengehalt (insbesondere wenn das Eisen an Humussäuren gebunden ist) zwischen 2—4 m, und soll die Aufschlagwassermenge des Rieseler-Querschnittes nicht mehr als 0,5—1,0 sl. pro 1 m² betragen. Rieseler-Packungen können bis 5 Jahre und darüber gut funktionieren.

Durch die Enteisenung wird gleichzeitig durch das infolge Reduktion des Kohlensäuregehaltes oft eintretende Ausfällen von Kalk- und Magnesiasalzen auch eine Enthärtung des Wassers bewirkt.

Soll die Wirkung der Enteisenungsanlage eine in jeder Richtung zufriedenstellende sein, dann muß sowohl bezüglich des Bausystems wie des Betriebes die richtige Wahl getroffen werden.

Das an Humin oder Schwefelsäure gebundene Eisen läßt sich nur auf chemischem Wege oder durch die später zu besprechende Ozonierungs-Methode entfernen.

Für das gewöhnliche kohlensaure Eisen genügt jedoch die einfache Belüftung, und zwar entweder in offenen oder in geschlossenen Systemen.

Bei den offenen Enteisenungsverfahren läßt man nach Oesten das Wasser fein verteilt ca. 3 m hoch durch die Luft herab regnen oder nach Piefke gleichmäßig über luftreiches poröses Material frei herab rieseln, welche Methode bereits früher behandelt wurde.

In neuester Zeit gelangen mehr die geschlossenen Systeme zur Durchführung, bei welchen zumeist der Reduktions- und Filtrationsvorgang zusammenfällt, daher auch nur eine einmalige Pumpenförderung bedürfen, da der ganze Apparat in das Druckrohr eingebaut wird; auch beanspruchen diese Anlagen baulich viel weniger Raum (ca. ¹/₅—¹/₁₀ der Fläche der offenen Systeme und die halbe Konstruktionshöhe derselben).

Als Füllmasse (Kontakt) wird zumeist jetzt wohl anorganisches Material benutzt (Halver-Breda), Porzellan oder Lava-Koks bis Haselnußgröße, wobei eine 3—4 wöchentliche Reinigung notwendig ist, während beim nachfolgenden Kiesfilter, welches die Hauptmenge des Schlammes aufnimmt, die Reinigang ein- bis zweimal wöchentlich durch Rückspülung und Rührwerk erfolgen muß.

Beim System Aegir, welches Kontakt und Filtration mit einem Material gleichzeitig besorgt, wird eine hohe und feinkörnige Kiesfüllung benutzt und nur durch Rückspülung gereinigt.

Die Zuführung der Luft erfolgt mittels Kompressoren. Der Eisengehalt des Rohwassers (im Mittel 2—10 mg, der jedoch bis 25 und mehr mg steigen kann) soll bis auf 0,3 mg FeO = 0,23 mg Fe herabgedrückt werden.

Die Betriebskosten stellen sich gewöhnlich auf 1—1¹/₂ Heller pro m³

Wasser.

Die kürzlich vollendete Filteranlage für die Wasserversorgung der Stadt Nürnberg, welche für 720 nr³ stündlicher Leistung projektiert ist, besteht aus 12 Stück eisernen Filterkesseln von 2800 mm Durchmesser bei 12 m2 Filterfläche und je 60 m³ Stundenleistung. In jedem Filter sind zwei Schichten übereinander angeordnet, welche parallel geschaltet sind. Das Rohrwasser wird durch eine 600 mm weite Leitung der Enteisenungsanlage zugeführt und auf die einzelnen Filter verteilt. Die Anlage arbeitet unter einem Druck von 6 Atmosphären. Der Antrieb der mechanischen Rührwerke erfolgt durch einen 5¹/₂ PS. Gasmotor.

Um über die Erfolge einer richtig durchgeführten Rieselanlage für große Wassermengen ein weiteres Beispiel hervorzuheben, will ich auf die Enteisenungs- und Feinfilteranlage der Stadt Breslau hinweisen, welche ich am 11. Juni 1906 besichtigte. Während an diesem Tage der Eisengehalt des dem Rieseler zugeleiteten, mit Oderwasser gemischten Grundwassers 12 mg. betrug, zeigte das die Feinfilter passierte Wasser nicht einmal einen wahrnehmbaren Eisengeschmack und enthielt de facto nur 0,2 mg. Selbst bei dem seinerzeit eingetretenen Maximalgehalt von 140 mg. soll die Enteisenung eine vollständige gewesen sein. Der Rieseler am Weidendamm ist für maximal 72 000 m³ berechnet und betragen die Reinigungskosten für 1 m² Rieseler und Grobfilterfläche ca. 40 M. pro Jahr.

Von Seite anderer Fachmänner wurden Wässer, welche mehr wie 0,2 mg Fe im Liter enthalten, im allgemeinen als für Wasserversorgungszwecke nicht empfehlenswert bezeichnet, da sonst leicht Ablagerungen und Verstopfungen der Röhren eintreten können, welche eben bei Berührung mit athmosphärischer Luft bei größerem TT-Gehalt beobachtet wurden.

Um in chemischer Richtung genauen Aufschluß über die Beschaffenheit eines Wassers zu erhalten, wird dasselbe einer qualitativen und quantitativen chemischen Analyse unterzogen. Es empfiehlt sich, die betreffende Probe von dem Chemiker selbst an Ort und Stelle entnehmen zu lassen, welcher bei dieser Gelegenheit gleichzeitig auch den Gehalt an freier Kohlensäure bestimmen kann. Wo dies der grossen Entfernung oder der Kosten wegen nicht möglich erscheint, werden ca. 3—5 1 des zu untersuchenden Wassers sorgfältigst in eine ganz neue, event. mit verdünnter Salzsäure gereinigte Flasche eingefüllt, zuvor jedoch mit demselben Wasser Füllgefäß und Flasche gut ausgewaschen und letztere mit einem neuen Korke verschlossen und versiegelt.

Bei Beurteilung der Verwendbarkeit eines Wassers zu Trinkzw^ecken spielen übrigens weniger jene Grenzwerte die Hauptrolle, welche bezüglich der Quantität der gelösten chemischen Bestandteile von verschiedenen Chemikern und Korporationen aufgestellt wurden und durch die chemische Analyse nachgewiesen werden, sondern es tritt in vielen Fällen hauptsächlich die Beantwortung der Frage in den Vordergrund, ob die Wasserentnahmestelle und ihre nächste Umgebung überhaupt einer event. Verunreinigung durch menschliche bezw. tierische Stoffwechselprodukte, welche die Träger von pathogenen Keimen sein können, ausgesetzt ist, oder ob dies als völlig ausgeschlossen bezeichnet werden kann. Durch das Vorhandensein gewisser chemischer Bestandteile kann allerdings auch auf die Verunreinigung durch Stoffwechselprodukte geschlossen werden. So ist der Gehalt an Chlor, welches aus dem Chlornatrium des Urins stammen kann, dann bedenklich, wenn gleichzeitig die Zersetzungsprodukte der Stickstoffverbindungen (Ammoniak, salpetrige und Salpetersäure) im Wasser nachgewiesen werden, oder wenn der Chlorgehalt den eines bestimmt nicht verunreinigten Wassers derselben Gegend erheblich übersteigt. Ein solches Wasser ist unbedingt auszuschließen.

Früher begnügte man sich allgemein mit der chemischen Analyse. Auch jetzt wird diese Untersuchung in allen jenen Fällen vollkommen ausreichen, wo die zur Versorgung gewählten Quellen direkt aus tiefen Felsspalten entspringen und hier auch gut gefaßt werden, also eine bakteriologische

Verunreinigung durch Mikroorganismen ausgeschlossen erscheint. Bei Fluß-und Grundwasserleitungen jedoch hat man stets neben der chemischen Untersuchung das in Aussicht genommene Wasser auch einer bakteriologischen Analyse zu unterziehen. Es ist nachgewiesen vorden, daß manches chemisch als rein, d. h. gesund befundene Wasser vom hygienischen Standpunkte aus trotzdem nicht als rein bezeichnet werden konnte.

Unter den im Wasser vorkommenden organischen Mikroorganismen sind es insbesondere die pathogenen Keime (z. B. die Typhusbazillen), wrelche als Krankheitserreger infektiös wirken.

Da die Mikroorganismen zumeist nur von außen in das Grundwasser gelangen können, so wird allgemein jenes Grundwasser bakteriologisch reiner sein, welches tiefer liegt und durch eine entsprechend mächtige aufgelagerte Infiltrationsschichte gegen äußere Verunreinigungen geschützt ist. Während ein Wasser mit noch so wenig pathogenen Keimen absolut vom Gebrauche auszuschließen ist, können solche Wässer, wo die unschädlichen Mikroben ein gewisses Maß nicht überschreiten, anstandslos zur Versorgung herangezogen werden. Auch die reinsten Quellwässer werden, weiter vom Abfassungsorte untersucht, solche unschädliche Kleinwesen aufweisen.

Da bei Wasserversorgungen die Vorlage einer bakteriologischen (biologischen) Analyse des in Aussicht genommenen Wassers für Trinkwasser seitens der Behörden vorgeschrieben wird, so erscheint es untunlich, seitens mancher kleineren Gemeinden aus Sparsamkeitsrücksichten die Entnahme der Wasserproben für diese Analysen selbst zu besorgen, sondern muß diese von einem Spezialisten selbst an Ort und Stelle erfolgen. Die Entnahme kann in kleinen, durch Wasserdampf sterilisierten luftleeren Probekölbchen (Flüggesche Kölbchen) mit langer, ausgezogener und zugeschmolzener Spitze erfolgen, welche letztere, vorher erwärmt und wieder abgekühlt, in das Wasser getaucht, sodann unter Wasser mit einer Schere abgeschnitten wird, worauf das Wasser in den evakuierten Kolben eindringt. Das teilweise gefüllte Probekölbchen wird sodann sofort zugeschmolzen und in Eis verpackt. Die Ermittelung der Keimzahl erfolgt in der Weise, daß eine bestimmte kleine Wassermenge mit einem guten Nährboden, meistens verflüssigter Peptongelatine (10°/oige Gelatine) gemischt, auf eine Platte ausgegossen und in einer keimdicht abgeschlossenen feuchten Kammer der Entwicklung überlassen wird, worauf nach 8—14 Tagen die Zählung der entwickelten Kolonien erfolgt. Das Gießen der Gelatineplatten kann vom Fachmanne direkt auch an Ort und Stelle erfolgen, was ratsamer erscheint.

In der Regel ist bei Entnahme der Wasserprobe die Quelle, der Versuchsschacht etc. nicht gefaßt und daher die Verunreinigung von außen, namentlich auch durch die Arbeiter eine bedeutende. Wird nun in diesem Zustande des Wassersammelobjektes oder während der Fassungsarbeiten die Probe entnommen, dann wird auch das Resultat der bakteriologischen Analyse zumeist ein ungünstiges sein und event. dann insbesondere bei rein theoretischer bezw. wissenschaftlicher Beurteilung die Nichtzulassung des Wassers für Genußzwecke behördlicherseits ausgesprochen und auf diese Weise das Kind mit dem Bade ausgegossen, also die beabsichtigte Durchführung eines sanitär wohltätig wirkenden Baues unmöglich gemacht werden. Die Vornahme der definitiven bakteriologischen Analyse soll daher erst einige Zeit nach vollständiger Bauvollendung der Wassersammelanlage vorgenommen werden, insbesondere wo die Beschaffenheit des Ursprungsgebietes schon im voraus eine schädliche Verunreinigung ausschließt, also z. B. bei Felsenquellen oder in Waldgebieten befindlichen Quellen.

Bei Grundwasseraufschließungen mittels Probeschächten muß wohl schon früher eine Analyse durchgeführt werden, um zu konstatieren, ob nicht etwa pathogene Keime im Wasser enthalten sind, während bei Abwesenheit derselben eine Keimzählung, wie früher erwähnt, häufig zwecklos ist.

Bezüglich der bakteriologischen Beschaffenheit eines Genußwassers muß jedoch hervorgehoben werden, daß nach dem neuesten Standpunkte der Forschungen die Menge der Keime an sich kein Kriterium für die Beurteilung der Güte eines Wassers bilden kann, sobald keine pathogenen Keime nachgewiesen erscheinen; es muß aber hierbei bemerkt werden, daß der Nachweis von wirklich pathogenen Mikroben bisher überhaupt ein sehr schwieriger war, bezw. daß nicht sicher konstatiert werden konnte, ob durch das betreffende Wasser eine Infektion wirklich stattfinden könne oder nicht.

Dasselbe gilt von der Verteilung der Arten der Bakterien.

Nur wenn durch mehrfache bakteriologische Untersuchungen, insbesondere nach längeren Trockenheitsperioden oder anhaltenden Landregen plötzlich früher nicht konstatierte Bakterienarten in größerer Menge gefunden werden, kann dies auf eine von außen her stammende Verunreinigung des Brunnens oder der Quelle hindeuten, welche in manchen Fällen als hygienisch bedenklich bezeichnet werden muß.

Es ist also weder das Resultat einzelner chemischer oder bakteriologischer Analysen, soweit sie nicht das Vorhandensein giftiger Stoffe oder pathogener Keime nachweisen, allein maßgebend, sondern es werden auch die geognostischen und hydrologischen Verhältnisse der Umgebung des Brunnens von hervorragendem Einflüsse sein.

Außer dem Nachweise einer Verunreinigung auf analytischem und bakteriologischem Wege muß also insbesondere durch die Lokalverhältnisse und die geognostische Beschaffenheit der Untergrundschichten die Möglichkeit einer späteren Verunreinigung von der Oberfläche aus als völlig ausgeschlossen nachgewiesen werden, soll ohne weitere Ergreifung von Sicherheitsvorkehrungen das Wasserentnahmegebiet als tadellos erklärt werden.

Dies ist nur dann möglich, wenn sich in einem entsprechend großen Umkreis des Brunnens eine entsprechend mächtige, wasserundurchlässige, zusammenhängende Schichte oberhalb der wasserführenden Schotter- und Sandschichte befindet; das Vorhandensein einer solchen kann durch Bohrungen erwiesen werden.

In größerer Entfernung von dem Brunnen, in der Richtung des Grundwassergefälles gemessen, ist das Vorhandensein einer solchen deckenden Schichte oberhalb der wasserführenden Schotter- und Sandschichte weniger von Belang, indem infolge einer länger andauernden Bodenfiltration und

Oxydation eine selbsttätige Reinigung solcher Abfallstoffe (Exkremente, Dungstoffe etc.) eintritt.

Ist in der näheren Umgebung des Brunnens die früher erwähnte Schutzdecke (Letten- oder fette Lehmschichte) unter der Kulturschichte gar nicht oder nicht zusammenhängend vorhanden, dann muß durch Schaffung eines entsprechend großen Schutzrayons um den Brunnen, innerhalb dessen jede Verunreinigung von oben (Düngung etc.) ausgeschlossen ist, dieser Schutz künstlich geschaffen werden. Derselbe kann entweder als Wiesenland ohne Düngung bewirtschaftet oder aber aufgeforstet werden. Hierbei ist hervorzuheben, daß bezüglich der Düngung insbesondere • die Stallmist- und Jauchendüngung die gefährlichste ist, da durch dieselben pathogene Keime (Krankheitserreger) in das Wasser gelangen können, hingegen mineralischer Kunstdünger weniger von Bedeutung ist. Der Umfang dieses Schutzrayons richtet sich nach der Größe der Depressionssphäre des Brunnens, d. h. jener Grenze, bei welcher eine Absenkung des natürlichen Grundwasserspiegels nicht mehr eintritt.

Die Entnahme von Wasserproben zum Zwecke der chemischen und bakteriologischen Untersuchung unterliegt in den meisten Fällen keiner besonderen Schwierigkeit, insoweit als es sich um das Anfüllen jener Gefäße handelt, aus welchen das zur Untersuchung notwendige Quantum sodann entnommen werden kann.

In der Regel werden die Fassungsanlagen für die Quell- oder Grundwässer räumlich entsprechend groß genug sein, um eine Entnahme mittels größerer Gefäße oder luftleerer Probekölbchen etc. zu ermöglichen.

Handelt es sich jedoch darum, bei Aufstellung von Grundwasserversorgungsprojekten das Grundwasser in erster Linie durch eine Anzahl von Bohrlöchern zu erschließen und die Abteufung eines größeren Probebrunnens von der früher zu konstatierenden Verwendbarkeit des Wassers zu Genußzwecken abhängig zu machen, was insbesondere bei kleineren Anlagen der Ersparung der Kosten wegen zumeist zu empfehlen sein wird, dann kann ein direktes Schöpfen einer Wasserprobe unter dem Spiegel des mehr oder weniger tief unter dem Terrain gelegenen Grundwassers mit den gewöhnlichen Apparaten um so weniger erfolgen, als die Durchmesser der Bohrröhren kleinerer Anlagen gewöhnlich nur 100—200 mm betragen, zu welchen Zwecken daher eigene zylinderförmige Schöpfapparate verwendet werden müssen.

Diesem Bedürfnisse Rechnung tragend, hat auf mein Ansuchen Kollege Prof. Dr. S. Z eisei nachstehend beschriebenen Schöpfapparat für Bohrlöcher von 100 mm entworfen und wurde derselbe nach meiner Detailzeichnung durch den Mechaniker L. Castagna-Wien hergestellt. (Siehe Österr. Monatsschrift f. d. ö. Baudienst, 1899, Heft II.)

Nachdem sich sowohl bei den im chemischen Laboratorium des Prof. Dr. Zeisei gemachten Versuchen, als auch durch die seither in der Praxis gemachten Erfahrungen die volle Verwendbarkeit dieses Apparates erwiesen hat, so nehme ich keinen Anstand, die einfache und dabei billige Konstruktion desselben zu veröffentlichen.

Der Apparat besteht in erster Linie aus einer Füllflasche mit eingeschliffenem Glasstöpsel, welche bei 200 mm Höhe und 50 mm äußerem Durchmesser einen Fassungsraum von beiläufig 366 cm³ hat.

Es kann somit durch eine dreimalige Füllung der Flasche 1 1 Wasser dem Bohrloche entnommen werden.

Während des Füllens wird der Glasstöpsel durch eine Kautschukplatte

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ersetzt, welche den glatt und eben abgeschliffenen Hals der Füllflasche wasserdicht abschließt, indem diese Kautschukplatte mittels einer Spiralfeder an den Flaschenhals angepreßt wird.

ZurSicherung undFixierung ist die Füllflasche in einem vernickelten, 280 mm hohen, entsprechend starken Blechzylinder (d = 60 mm) eingestellt, dessen Boden durch eine Bleiplatte entsprechend beschwert ist, während die Flasche direkt auf einer starken, über der Bleiplatte befindlichen Kautschukscheibe aufsteht.

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Desgleichen sind im

Der Mantel dieser Blechhülse ist durch eine Anzahl von Längsschlitzen und runden Öffnungen durchbrochen, um einerseits ein rasches Entweichen der Luft, andererseits eine Prüfung der Klarheit des Wassers vor Öffnung des Deckels zu ermöglichen.

abnehmbaren Deckel zwei Öffnungen zur Entlüftung angebracht.

Fig. 1. Wasserschöpfapparat für Bohrlöcher.

Der Deckel ist durch Bajonettverschluß leicht und sicher zu befestigen, und ist mit demselben durch drei Stäbe ein aus Nickel angefertigter Ring in Verbindung gebracht, welcher den Auftrieb der anfangs mit Luft gefüllten leeren Flasche beim Hinabsenken ein Öffnen des Kautschukverschlusses hindert.

Die den Hals der Flasche abschließende Kautschukplatte kann durch einen Metallstift gehoben und nach Aufhören des Zuges durch die Spiralfedern der drei Führungsstangen wieder an die Flasche angepreßt werden.

In der Abbildung (Fig. 1) erscheint in ca. einem Drittel der natürlichen Größe der Schöpfapparat in Ansicht und Längenschnitt dargestellt. Darunter

befindet sich eine Ansicht des Deckels von unten und eine. Daraufsicht desselben. Zur rechten Seite ist das für geringere Tiefen sehr praktisch zu verwendende Gestänge abgebildet, welches, aus einer Anzahl von 1 m langen, vernickelten, zusammenschraubbaren Röhren bestehend, ein Hinabsenken des Apparates in das Bohrloch ermöglicht. Das unterste Rohr ist auf den Deckel direkt aufzuschrauben, während ein zweites, aus starken, ebenfalls je 4 m langen Drähten bestehendes Gestänge an den Stift der Kautschukplatte angeschraubt wird. Dieses im Innern des Bohrgestänges befindliche Drahtgestänge dient zum Öffnen des Flaschenverschlusses, wenn derselbe entsprechend tief unter der Wasserspiegeloberfläche untergetaucht ist. Nach dem Aufhören des durch die aufsteigenden Luftblasen erzeugten Geräusches im Bohrloch — ein Beweis der vollzogenen Flaschenfüllung -— wird das Drahtgestänge nachgelassen und der Apparat mit dem Rohrgestänge aus dem Bohrloche gehoben, der Deckel der Hülse geöffnet, der Glasstöpsel eingesetzt und die Flasche herausgehoben.

Für größere Absenktiefen können statt der Gestänge zw⁷ei Schnüre verwendet werden, von welchen die eine an drei auf dem Deckel befestigte Karabiner angeknüpft wird, während eine zweite — die Zugschnur — an einen Ring befestigt wird, welcher, dem Apparat beigegeben, für diesen Fall in den starken Zentralstift der Flaschen-Verschlußplatte einzuschrauben ist.

Selbstredend müssen vor der Wasserentnahme die Füllflasche, der Glasstöpsel und die Kautschukplatte entsprechend gereinigt bezw. sterilisiert werden.

In neuester Zeit -wird in Fällen, wo Quell- oder Grundwasser qualitativ und quantitativ nicht zur Verfügung steht, zu Genußzwecken auch das in künstlichen Stauweihern (Talsperren) gesammelte Meteorwasser herangezogen und sind die bisher gesammelten Erfahrungen äußerst günstige. Aus diesem Grunde sollen im nachfolgenden die mit Rücksicht auf die Qualität dieses Wassers vom Standpunkte der Hygiene notwendigen Betrachtungen entwickelt werden.

Hygienische Beurteilung der Talsperrenwässer.

Wie nicht anders zu erwarten, tauchten in jedem einzelnen Falle der projektierten Verwendung von Talsperrenwasser für Genußzwecke von verschiedenen Seiten Bedenken auf und bot sich zu derartigen Einwendungen, insbesondere bei den der Bauausführung vorausgehenden Verhandlungen bei zahlreichen Städten Deutschlands, welche nun schon seit Jahren mit Stauweiherwasser zur vollsten Zufriedenheit versorgt werden, entprechende Gelegenheit.

Bei vielen dieser Fälle wurde der als hervorragender Spezialhygieniker bekannte Direktor des hygienischen Institutes der Universität Bonn (derzeit Königsberg), Geheimrat Prof. Dr. Kruse zu Rate gezogen, auf dessen zahlreiche Gutachten ich auch in den nachfolgenden Ausführungen öfters hinweise.

Es ist in erster Linie der Einwand naheliegend, ja vorauszusehen, daß ein in offenen Teichen gesammeltes Bachwasser als solches schon zum Trinken unbrauchbar ist und durch längeres Stehen in einem Teiche nur noch schlechter wird, und zwar sowohl bezüglich seiner chemischen und bakteriologischen Beschaffenheit, wie auch rücksichtlich seiner Temperatur. Selbst wenn das zufließende Bachwasser ein tadelloses Quellwasser wäre, müßte der eben erwähnte Einwurf als vollkommen wahr und zutreffend bezeichnet werden, wenn es sich um die Ansammlung in flachen Teichen, also um Oberflächenwasser handeln würde, gleichgültig ob das Abschluß werk durch einen gewöhnlichen Teichdamm aus Erde oder durch eine kunstvoll gemauerte Talsperre von einigen Metern Höhe hergestellt ist.

Wesentlich anders gestalten sich jedoch die Verhältnisse, wenn die Wassertiefe des Stauweihers eine größere ist.

Von einem in physikalischer, chemischer, physiologischer und hygienischer Beziehung einwandfreien Wasser für Genußzwecke fordern wir verschiedene Eigenschaften, welche sich in 2 Punkten ausdrücken lassen.

1.    Das Wasser darf nicht gesundheitsschädlich,

2.    es muß appetitlich sein.

Rücksichtlich seiner Verwendung als Nutzwasser wird neben einem entsprechenden Grade von Reinheit auch verlangt, daß es

3.    möglichst weich ist.

einen Selbst-

In bezug auf die erste Eigenschaft muß das zu Genußzwecken heranzuziehende Wasser chemisch und bakteriologisch einwandfrei sein, und zwar muß dies in vorliegendem Falle weniger bei dem in den Stauweiher einfließenden, als vielmehr bei dem durch die Rohrleitung aus dem Staubecken ausfließenden Wasser zutreffen, da, wie später nachgewiesen wird, das Wasser durch langes Stehenbleiben in einem genügend tiefen Stauweiher eine Reihe von Veränderungen erfährt reinigungsprozeß durchmacht.

Da bei Bachwasser in erster Linie immer den bakteriologischen Bedenken der Vorrang eingeräumt wird, soll auch diese Frage zuerst besprochen werden.

Wie bezüglich der qualitativen chemischen Analysen hat man auch rücksichtlich der zulässigen Keimzahl gewisse maximale Grenzwerte aufzustellen sich bemüht, die wohl nicht von einem ernsten Fachhygieniker, jedoch von vielen Laien oft unrichtig aufgefaßt werden. So wie die chemischen Grenzwerte schon seit langer Zeit nicht mehr so streng aufgenommen werden, wird dies auch bezüglich der Keimzahl in einiger Zeit der Fall sein, in welcher Richtung heute als Grenze 100, von anderen Seiten 200—300 Keime in 1 cm³ als zulässig bezeichnet werden.

Selbstredend betrifft dies nur die nicht pathogenen Keime.

Nach dem neuesten Standpunkte der Forschungen bildet, wie früher schon hervorgehoben, die Menge der Keime an sich kein Kriterium für die Beurteilung der Güte eines Wassers, sobald keine pathogenen Keime nachgewiesen erscheinen.

Dasselbe gilt von der Verteilung der Arten der Bakterien.

Als bezeichnend für die Auffassung der früher erwähnten Grenzwerte zitiert Dr. Kruse einen Absatz aus der Rede des Münchener Universitäts-Professors Dr. Emmerich, welche er anläßlich der Begutachtung des Wassers aus dem Ruhrflusse im Jahre 1904 gehalten hat; derselbe lautete: „Was

bedeuten überhaupt 10000 Keime im Kubikzentimeter Ruhrwasser gegenüber der Milch mit 100000 bis 1 Milk Keime? Die Butter auf einer Stolle hat oft so viele Keime, wie Europa Einwohner. Gegenüber einer Käsestolle ist eine Flasche Ruhrwasser eine homöopathische Dosis.“ (Dasselbe gilt wohl auch von dem rohen Obst etc., das in den Städten feilgeboten wird.)

Doch, eine Grenze muß schließlich festgestellt werden, sonst gibt es keinen Gradmesser für die Güte des Wassers. Bleiben wir also der theoretischen Sicherheit wegen bei 100 Keimen pro cm³.

Das von diesem Standpunkte aus mehi oder weniger verdächtige Oberflächenwasser, welches in den Stauweiher hineinfließt, macht nun, wie früher erwähnt, einen natürlichen Reinigungsprozeß durch. Als Beweis führt Dr. Kruse unter anderem die Ergebnisse seiner zahlreichen Analysen vor, welche er bei der Remscheid er Talsperre gewonnen und die er in dem 1901 erschienenen „Zentralblatt für allgemeine Gesundheitspflege“ veröffentlicht hat. Diesem zufolge hatte das zufließende Bachwasser nach den innerhalb 10 Beobachtungsmonaten vorgenommenen 90 Analysen viele Hunderte und Tausende Keime, während die Keimzahl des an der Sohle der Talsperre in der Nähe der Mauer ausfließenden Wassers durchschnittlich 50 im

cm³ betrug.

Als besonders lehrreich hebt er folgende Beobachtung hervor:

Bei der Schneeschmelze Anfang März 1901 wurde der größte Teil des Staubeckens mit Wasser angefüllt, welches ca. 3000 Keime aufwies. Mit jeder Woche sank die Keimzahl im Becken und nach 6 Wochen fand er im Miltel nur noch 38 Keime.

Diese Erfahrungen konnte Geheimrat Dr. Kruse nachträglich bei der neugebauten Sperre in Barmen bestätigen.

Im März und April 1901 wurde das Staubecken zum ersten Male bis zu einem Inhalte von 1 Mill. m³ gefüllt, wobei die Keimzahl im zufließenden Wasser 1000—2000 pro cm³ betrug. Trotzdem fand er Ende Mai in dem größten Teile des Beckens nur noch ca. 100 Keime, bloß in der Nähe des Bach ein laufes wurden höhere Zahlen festgestellt.

Auch die in den letzten Jahren durch Professor Kolkwitz gemachten Beobachtungen an dem Remscheider Stauweiher-Wasser bestätigten diese hervorragenden Wirkungen der Selbstreinigung.

Diese Untersuchungen lehren uns nicht allein die Tatsache der Selbstreinigung des Wassers in den Stauweihern, sondern auch die Art und Weise, wie sie sich vollzieht.

Das Bachwasser im Staubecken unterliegt während des Stehens in erster Linie einer mechanischen Sedimentation; es findet ferner eine chemische Umsetzung gelöster Salze statt; die organischen Stoffe werden zum Teil mineralisiert oder durch die Einwirkung gewisser, anfänglich im Stauweiher befindlicher Bakterien hiervon gereinigt.

Dieser mechanisch-chemisch-biologische Prozeß wickelt sich in der Weise ab, daß ein Teil der Keime mit den Sedimentstoffen zu Boden gezogen wird, während durch die Tätigkeit der in jedem tieferen Staubecken vorhandenen Protozoen, welche für den menschlichen Organismus unschädlich, Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

jedoch als Bakterienfresser bekannt, das Wasser von diesen Keimen befreit wird. Weiter sind es die grünen chlorophyllhaltigen Algen, die in ihrer assimilierenden Tätigkeit das Wasser mit Sauerstoff anreichern, ferner Fäulnisbakterien, welche stickstoffhaltige Schlammteile durch ihren Lebensprozeß in Ammoniak umwandeln, wieder andere, die das letztere in salpetrige Säure, und endlich solche, die dasselbe in Salpetersäure umsetzen.

Zu diesen Prozessen gesellt sich nun noch die keimtötende Wirkung des Lichtes, sowie die enorme Verdünnung hinzu, welche durch die großen aufgespeicherten Wassermengen bedingt ist.

Die durch das Bachwasser mehr oder weniger zahlreichen in das Staubecken gelangten Bakterien sterben also daselbst allmählich ab, wozu jedoch längere Zeit benötigt wird.

Derselbe Prozeß würde sich in den Wasserläufen, in Bächen und Flüssen auch vollziehen, wenn das Wasser die nötige Zeit zur Reinigung hätte und sich nicht fortwährend im Stadium der Bewegung befinden würde. Den viele Wochen, bei großen Stauweihern mehrere Monate langen Aufenthalt in dem an Nährstoffen armen Wasser des Stauweihers vertragen die Bakterien nicht, wobei gleichzeitig auch der Sauerstoff der Luft, sowie die Belichtung zur Vernichtung der Keime mit beitragen.

Auch die Krankheitserreger (die pathogenen Keime) vertragen, wie sehr zahlreiche Laboratoriumsversuche nachgewiesen haben, den Aufenthalt im reinen Wasser am wenigsten, so daß die Selbstreinigung bei pathogenen Keimen eine viel raschere ist als bei unschädlichen Bakterien.

Kruse bewertet die Lebensfähigkeit von Typhus- und Cholerabazillen im Wasser nur auf einige Wochen.

Grundbedingung für die Selbstreinigung ist also ein möglichst langes Stehenbleiben im Stauweiher, d. h. möglichst große und tiefe Staubecken.

Kruse ist völlig überzeugt, daß selbst etwa in den Stauweiher hineingelangte Krankheitserreger absterben, ehe sie zum Abfluß gelangen können. Dazu kommt noch die früher erwähnte enorme Verdünnung.

Also Sedimentierung, das Absterben durch Nahrungsmangel, Luft- und Lichteinfluß sind die Hauptursachen der Selbstreinigung.

Auch in bezug auf die chemische Beschaffenheit erfährt das Wasser durch den langen Aufenthalt im Staubecken, wie schon erwähnt, eine günstige Beeinflussung.

Die seinerzeit an Dr. Kruse gestellte Frage, ob der Umstand, daß ein Teil des Niederschlagsgebietes aus Sümpfen und Mooren besteht, die Qualität des abfließenden Wassers schädlich beeinflussen könnte, beantwortete er in nachstehender Weise:

„Von Schädlichkeit kann keine Rede sein, wie schon daraus hervorgeht, daß sehr zahlreiche Talsperrengebiete in England und Amerika ähnliche Verhältnisse aufweisen; die einzige Folge ist, daß das ab fließende Wasser eine leichte gelbliche Färbung zeigt, weil aus den Mooren organische Substanzen in das Wasser übergehen, und zwar wird die Farbe im allgemeinen in den kälteren Monaten, welche die Hauptmasse der Zuflüsse im Staubecken liefern,

lichter sein, weil das Wasser weniger Humussubstanz gelöst enthält, indem bei niederer Temperatur alle Lösungsvorgänge langsamer zu erfolgen pflegen.

Im übrigen ist die organische Substanz, welche die Färbung bedingt, von der harmlosesten Art (humussaure Salze), welche Substanz sich auch sonst in allen natürlichen Wässern und hier in etwas vermehrter Menge vorfindet.“

Außer der Gewährleistung gegen Infektionsgefahr, die also den obigen Auseinandersetzungen zufolge unter den später anzuführenden Bedingungen gegeben ist, muß das Talsperrenwasser auch von appetitlicher Beschaffenheit sein.

Diese ist bedingt durch eine entsprechende Temperatur, einen normalen Geschmack und Geruch bezw. Geschmack- und Geruchlosigkeit und ein appetitliches Äußere, also Klarheit.

Die maßgebendste Eigenschaft hiervon ist wohl die Temperatur.

In dieser Richtung muß wieder der begründete Einwand gewärtigt werden, daß das Wasser in den gewöhnlichen flachen Teichen bei hohen Lufttemperaturen um so wärmer wird, je länger es in denselben steht, abgesehen von dem Übelstande, daß sich dabei oft auch Gase entwickeln.

Auch in dieser Richtung haben die praktischen Erfahrungen und die Messungen an tieferen Seen das Gegenteil erwiesen.

Ohne jetzt schon Resultate bei in Betrieb stehenden Stauweiheranlagen anzuführen, was später erfolgen soll, will ich in erster Linie auf die zahlreichen Temperaturmessungen hinweisen, welche der verstorbene Wiener Universitätsprofessor Hofrat Dr. Friedrich Simony in den meisten österreichischen Seen in verschiedenen Tiefen vorgenommen hat, und von den ziemlich übereinstimmenden Resultaten ziffermäßig bloß jene des Attersees hervorheben.

Dr. Simony fand daselbst folgende Hochsommertemperaturen des Seewassers:

bis 20,0° C.

bei    1    m    Tiefe

Während also bis 12 m Wassertiefe der Einfluß der äußeren Lufttemperatur noch zu bemerken war, entspricht die Temperatur des Wassers in 20 m Tiefe beiläufig der dortigen mittleren Jahrestemperatur von 6 bis 8° C. = 4,8—6,4° R., während in größeren Tiefen nur mehr 4—5° und zwar ohne wesentliche Änderungen konstatiert wurden.

Nahezu gleiche Resultate in den gleichen Tiefen wiesen die Messungen Dr. Simonys am Mond-, Wolfgang-, Gmundner und Hallstädter See auf.

Neben diesen Daten publizierte Universitätsprofessor Dr. E. Richter in Graz die zahlreichen Resultate seiner Messungen an österreichischen und bayerischen Seen.

„ 19,5« „ „ 16,00 w „ 8,0° „

„    5,50 „

/ 4,60 w

*    4,40 „

3*

Die wichtigsten (12) habe ich in einem Graphikon (Taf. I) aufgetragen, wodurch eine deutlichere Übersicht erreicht wird.

Das Beobachtungs-Maximum der Seewasser-Oberflächentemperatur war

25,5 (beim Millstädter See) und das Minimum am Grunde des Atter- und Wolfgang-Sees 3,9° C. bei 164 bezw. 112 m Tiefe. Aus dieser graphischen Darstellung ist mit einer frappanten Übereinstimmung bei diesen 12 Seen Österreichs und Bayerns zu ersehen, daß zwischen dem 10. und 20. Meter Tiefe die Temperatur rasch abnimmt. Dieser Sprung, der am markantesten zwischen dem 10. und 12. Meter hervortritt, ist in einem Detail-Graphikon vom Wörther See speziell hervorgehoben, wo innerhalb dieser 2 m im ganzen 10 Messungen gemacht wurden. Selbst der nur 15 m tiefe Keutschacher See zeigt zwischen 10 und 15 m Tiefe eine Abnahme von 10 auf 7,5° C.

Die Messungen sind teils im Juli, August, teils im September gemacht worden.

In den heißen Monaten ist der Verlauf der Temperaturkurve anfänglich ein sehr flacher, da die Seeoberflächenerwärmung tiefer geht, während im September der obere Teil der Kurve steil abfällt.

Während die Temperatur von 50 m Tiefe ab bei allen zwischen 4 und 5 ⁰ C. konstant bleiben, zeigt der Königsee, Chiemsee und Traunsee von 80 bezw. 180 und 150 m an eine kleine Steigerung der Temperatur, welche Erscheinung dem Einflüsse der Erdwärme zugeschrieben wurde, was jedoch nicht zutreffend erscheint, wenn die Temperaturen in großen Meerestiefen in Vergleich gesetzt werden.

Es beträgt nämlich im stillen Ozean um den Äquator bei einer Wassertemperatur von 24—28° C. an der Oberfläche die Bodentemperatur bei 4—5000 m Tiefe nur ca. 1,5° C., während in den Breitegraden der Südspitze von Südamerika bei einer Oberflächentemperatur von 8 ⁰ C. am Meeresboden bloß 0,7 ⁰ C. konstatiert wurde.

Im atlantischen Ozean betrug die Bodentemperatur um den Äquator bis 10° südlicher Breite bloß 0,5—1° C. bei 26° C. Oberflächentemperatur; in den Zonen 30—40 ⁰ C. nördlicher Breite wurde an der Oberfläche 19 ⁰ C. und am Boden 2—2,5 ⁰ C. gefunden.

Wir können daraus entnehmen, daß zur Erzielung von derart niederen Temperaturen von 6—8⁰ C., wie solche nur den besten Hochquellen entsprechen, eine Stauweihertiefe von mindestens 20 m notwendig ist, resp. das Wasser in dieser Tiefe entnommen werden muß.

De facto hatte das Talsperrenwasser in Barmen (Rheinprovinz —

29,7 m größte Tiefe) im besonders warmen

raumes im Monatsmittel an der Sohle niemals eine höhere Temperatur als 12° C. = 9,6° R.

Von den vom 1. Januar 1900 bis 1. April 1901 monatlich durchgeführten Temperaturmessungen in dem Remse hei der Stauweiher will ich nur die am meisten interessierenden Resultate der wärmeren Monate hier anführen.

1. Mai

1. Juni

1. Juli 1. August 1. Sept.

1. Okt.

Tiefe der Messungsstelle: Inhalt des Stauweihers am Tage der Messung (Mill. m³)

0,885

0,765    0,699    0,867    0,865

0,634

An der Oberfläche Bei 3    m    Tiefe

10° c.

9,5

9,5

9,0

9,0

8,5

8,5

8,5

8,5

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Das Gileppe

Inhalt)

Talsperrenwasser bei Verviers in Belgien (12 Mill. m3 zeigt bei 40 m Wassertiefe eine Temperatur von 4° C.

Wir werden also nach diesen Erfahrungen das Wasser im Hochsommer noch genügend kühl aus dem Stauweiher erhalten, wenn in demselben stetig um diese Zeit mindestens 10—15 m, womöglich jedoch 20 m Wasserstand erhalten bleibt.

Die Geschmack- und Geruchlosigkeit, sowie die Klarheit werden zumeist von der chemischen Beschaffenheit des Wassers abhängen, und werden dieselben, wie früher erwähnt, durch das längere Stehenbleiben im Stauweiher ebenfalls einer günstigen Änderung unterworfen sein, insbesondere wird aber durch die Sedimentation jede Trübung des Wassers behoben werden.

Den Beweis für die Richtigkeit der eben besprochenen Behauptungen liefern nicht nur die wissenschaftlichen Untersuchungsresultate, sondern auch die praktischen Erfahrungen, welche bei den vielen bereits durchgeführten Stauweiheranlagen des Auslandes gemacht wurden.

Außer den bereits zitierten Beispielen seien noch nachstehende hervor-

gehoben:

In Deutschland war es zuerst die Stadt Remscheid, welche vor

22 Jahren (1891) einen Stauweiher für Trink- und Nutzwasserzwecke erbaute.

Königsberg i. Pr. hatte schon früher Teichanlagen von zusammen 7 Mill. m³ Fassungsraum zur Verfügung. Dem Beispiele Remscheids folgten Lennep, Ronsdorf und Gevelsberg, ferner Barmen, Solingen, Elberfeld, Plauen und Chemnitz i. S.

Die Talsperrenkommission der Stadt Nordhausen a. H. machte im Sommer 1901 eine Studienreise durch Deutschland und Westfalen, um alle Talsperrenanlagen, welche der Trinkwasserversorgung dienen, kennen zu lernen.

Sie hat gefunden, daß man überall mit der Güte des Versorgungswassers rückhaltlos zufrieden war, obwohl in einzelnen Orten anfänglich Mißtrauen zutage getreten war.

Nach diesen günstigen Ergebnissen wurde auch von der Stadt Nordhausen der Bau der Talsperre beschlossen.

Während in Deutschland der Beginn der Benutzung von Talsperrenwasser also erst 22 Jahre zurückreicht, benutzt die Stadt Verviers in Belgien schon seit 43 Jahren das Wasser der großen Gileppesperre, welche der Stadt täglich 40000 m³ zur Versorgung der Häuser und der Industrien liefert.

Viel früher und in zahlreicheren Fällen benutzt England und Amerika (siehe die Berichte des Gesundheitsamtes des Staates Massachusets U. S. A., welche sich auf die Erfahrungen bei 37 natürlichen Wasserbecken [Teiche und Seen] und 28 künstliche Stauweiher beziehen) dieses Wasser. In England allein sind Millionen Menschen auf das Talsperrenwasser angewiesen.

Professor Dr. Kruse zitiert ebenfalls gerade dieses Land, weil man dort am frühesten auf die Möglichkeit der Verbreitung des Typhus und der Cholera durch Wasser aufmerksam geworden ist und darum seit langer Zeit auf solche Wasserepidemien scharf aufpaßt. Noch wichtiger ist, daß man gerade in England ganz allgemein die Notwendigkeit, das Wasser der Flüsse und Bäche, das sogen. Oberflächenwasser, nur in gereinigtem Zustande zu genießen, anerkannt hat, und daß es dennoch in diesem klassischen Lande der Sandfiltration Städte mit einer Bevölkerung von vielen Hunderttausenden gibt (z. B. Manchester, Sheffield Halifax), welche Talsperrenwasser unfiltriert genießen.

Man würde das sicher nicht bis in die neueste Zeit hinein getan haben, wenn man das Talsperrenwasser für verdächtig gehalten hätte.

Kruse hebt weiter hervor, daß bisher noch keine Typhusepidemie bekannt geworden ist, welche durch Talsperrenwasser erzeugt worden wäre. In dem einen Falle in Verviers und in Remscheid (im Sommer 1900) hat Kruse selbst festgestellt, daß die Infektion durch einen unterhalb der Sperre laufenden Bach erzeugt wurde, dessen Wasser man ausnahmsweise, um den Wasservorrat im Staubecken zu schonen, zur Aushilfe mitbenutzt hat, was auch dadurch direkt nachgewiesen wurde, daß der Typhus nur in jenem Teile der Stadt auftrat, wo kein Talsperrenwasser eingeleitet war.

Rücksichtlich der Verwendung von Wasser aus Moorgebieten ohne Beobachtung einer schädigenden Einwirkung auf die Konsumenten führe ich ebenfalls England und Amerika als Beispiele an.

England.

Eine große Anzahl englischer Städte, welche durch Oberflächenwasser versorgt werden, beziehen dasselbe aus Gebieten mit ziemlich ausgedehnten Moorbildungen. Von Städten, welche derartige Wässer im Stauweiher sammeln, seien hier genannt:

Liverpool (Virnvey-Sperre), Birmingham (Talsperren im Elan- und Clearwen-Tale bei Rhayader), die Städtegruppe Nottingham, Derby, Sheffield und Leicester, deren Wasserversorgung aus dem Flusse Derwent derzeit im Baue begriffen ist, endlich Edinburgh (Talla-Staudamm), kurzem (1905) vollendet.

vor

Ursprünglich wurde Liverpool mit dem direkt aus dem Stauweiher zufließenden Wasser versorgt, ohne vorhergehende Filtration. (Die Einleitung des Virnveywassers erfolgte 1891.) Später wurden Sandfilter angelegt und das Wasser mit einer Filtrationsgeschwindigkeit von ca. 2 m pro Tag gefiltert.

Das Wasser hat beim Verlassen des Stauweihers eine ziemlich starke gelblich-braune Färbung und ist in der Nähe des Reservoirauslasses, wo die konstante Rückleitung eines bestimmten Wasserquantums nach dem Unterlaufe des Virnvey stattfindet, ein deutlich erdiger Geruch zu verspüren. In Liverpool selbst hat das Wasser nur mehr einen Stich ins Gelbliche und keinerlei merklichen Geruch oder Geschmack.

Der Bakteriengehalt beträgt im Jahresdurchschnitt der täglich ange-stellten Analysen ca. 25 Keime pro 1 cm³. Es ist bemerkenswert, daß eine Reihe früher angelegter Tiefbrunnen, welche gleichfalls zur Wasserversorgung von Liverpool herangezogen wurden, einen konstant höheren Bakteriengehalt aufweisen.

Die kalorimetrischen Beobachtungen des Virnvey wassers werden nach einer besonders angefertigten Skala durchgeführt, können daher nicht zum Vergleich herangezogen werden; größere Beobachtungsreihen sind überdies nicht publiziert.

Das Einzugsgebiet der 1905 in Betrieb genommenen Stauweiher für die Wasserversorgung von Birmingham weist noch erheblich ausgedehntere Moorflächen auf, als jenes der Wasserversorgung von Liverpool. Dasselbe ist fast vollständig unbewaldet und trägt an den Berglehnen nur eine dürftige Heidevegetation.

Das Wasser zeigt in den Talsperren eine intensive gelblich-braune Färbung, welche derzeit auch noch dem in Birmingham zur Abgabe gelangenden Wasser anhaftet, da die Filter noch nicht vollständig ausgebaut sind. Für die Filtration sind Vorfilter unmittelbar bei den Stauweihern (bei Foel), sowie die eigentliche Reinfiltration in den zu erweiternden Filteranlagen (von Frankley) bei Birmingham im Baue begriffen.

Über das Wasser der Derwent-Reservoire und des Talla-Reservoires von Edinburgh liegen noch keine Veröffentlichungen vor, doch dürften sich die Verhältnisse ebenso gestalten wie jene der Wasserversorgung von Birmingham, da die Bezugsorte vollkommen übereinstimmende Charaktere aufweisen.

Amerika.

Boston, Vereinigte Staaten von Amerika.

Der Boston und mehrere benachbarte Gemeinden mit Trink- oder Nutzwasser versorgende Metropolitan-Water-Distrikt mit einer Kopfzahl von ca. 850000 Bewohnern und einem täglichen Wasserverbrauch von 8500000 m³, das ist pro Kopf und Tag ca. 400 1, bezieht das Wasser aus drei Niederschlagsgebieten, von denen das seit 1850 in Verwendung stehende Cochituate-Gebiet ca. 48,9 km², das seit Ende der siebziger Jahre herangezogene Sudbury-Gebiet ca. 194 km², das erst im Ausbau begriffene Nashua-Gebiet 306 km², alle drei zusammen rund 550 km² umfassen. In allen 3 Gebieten finden sich neben natürlichen Teichen größere Sümpfe, Moräste und Moore und erreichen dieselben im Sudbury-Gebiet ca. 270 ha, das ist ca. 1,5 °/₀ der Gesamtfläche, im Nashua-Gebiet ca. 350 ha, das ist ca. 1,1 °/₀ des Niederschlagsgebietes. Diese Sumpfländereien werden parallelgehend mit dem Ausbau der Stauwmiher entwässert. Die Drainwässer gelangen in die Stauweiher, da eine gesonderte Abfuhr derselben untunlich ist. Gegenwärtig findet eine Filtration des Talsperremwassers vor der Verwendung zu Genußzwecken nicht statt. Das Wasser zeigt eine leichte Trübung und Färbung und läßt nur an heißen Sommertagen einen schwachen pflanzlichen Geruch erkennen.

Der Bakteriengehalt ist im Jahresmittel mit ca. 250 pro cm³ und Extremen von ca. 40—1000 Keimen pro 1 cm³ zu veranschlagen. Die Bakterien gehören zu sanitär vollkommen unbedenklichen Arten.

Über die namentlich durch die Abflüsse aus den Sumpf- und Moorgebieten hervorgerufene Färbung des Wassers werden fortlaufende Beobachtungen angestellt und bewegt sich hierbei die Färbung in Intervallen von 0,20—1,00 der Platinskala.

Der Erfolg der Drainierung der versumpften Ländereien zeigt sich klar in nachstehender Gegenüberstellung der Jahresmittel der kalorimetrischen Beobachtungen an den Abflüssen von zwei Sumpfdistrikten vor bezw. nach Durchführung der Trockenlegung.

.    .    2,27

0,82

.    .    1,44

.    .    0,47

Die Färbung ist sonach auf ca. 30 °/₀ der anfänglich beobachteten zurückgegangen.

Experimentelle Untersuchungen über die Entfernung der bräunlichen Färbung des Wassers, welche unter ähnlichen Bedingungen vom State Board of Health (Staats-Gesundheitsamt) des Staates Massachusets angestellt wurden, ergaben, daß sich diese Färbung durch Sandfiltration bei einer Filtrationsgeschwindigkeit von 2—2,5 m pro Tag mit neuen Filtern vollkommen, mit älteren Filtern zu erheblichem Teile entfernen läßt; ganz besonders wirksam erwies sich eine Doppelfiltration mit zwischengeschalteter energischer Durchlüftung.

Auf Grund der geschilderten Vorgänge, Untersuchungen und Erfahrungen erklärt Dr. Kruse das Talsperrenwasser auf gleicher Stufe wie das Grund-wTasser stehend, und kann durch Ansammlung von Bach- oder Flußwasser mittels Talsperren ein in physikalisch-chemischer, physiologischer und bakteriologischer Beziehung vollkommen einwandfreies Genußwasser gewonnen werden, wenn nachstehende Bedingungen erfüllt werden:

1.    Sämtliches Wasser hat am oberen Ende des Stauweihers einzutreten.

2.    Das Wasser für die Speisung der Rohrleitung ist bei der Talsperre selbst und zwar in möglichst größter Tiefe zu entnehmen.

3.    Das Staubecken selbst soll möglichst lang und tief sein und einen tunlichst großen Fassungsraum besitzen.

4.    Die Absenkung des Wasserspiegels soll nicht über ein gewisses Maß herunter gehen, so daß jederzeit ein 1—2 monatlicher Wasservorrat als Reserve bleibt. In einer Richtung wird durch die größere stets vorhandene Wassertiefe die Temperatur niedrig erhalten, andererseits wird die bakteriologische Qualität des Wassers eine um so bessere, je größer dieser Reservevorrat ist. Endlich bleibt derselbe unberührt von plötzlichen Erschütterungen, wie diese sonst bei Schneeschmelze oder im Sommer bei Wolkenbrüchen eintreten könnten. Die Erfahrung hat bei den größeren Talsperren gelehrt, daß, selbst wenn im Laufe mehrerer Tage der Füllungsinhalt auf das Doppelte steigt, nicht etwa eine gleichförmige Durchmischung des ganzen Wasserquantums stattfindet, sondern das neu zutretende Wasser sich über den alten Wasservorrat lagert, ohne denselben wesentlich in seinem Gleichgewichte zu stören. Dies wird bewiesen durch die bakteriologischen Analysen, welche keine Veränderung der Keimzahl oder höchstens eine vorübergehende Keimvermehrung im Wasser an der Talsperrensohle ergeben, während der größte Teil des Beckeninhaltes sehr reich an Keimen ist und sich erst allmählich reinigt.

5.    Ist eine Ausvimhl in den Einzugsgebieten möglich, dann wird man selbstredend jenes wählen, welches möglichst wenig bebaut und bewohnt ist. In dieser Beziehung hat jedoch die Erfahrung gelehrt, daß ziemlich weite Grenzen zulässig sind.

In Deutschland existiert bis jetzt kein Fall, in dem das Niederschlags-gebiet ganz frei wäre von menschlichen Ansiedelungen.

Nach den amerikanischen Forschern ist diese Grenze mit ca. 120 Einwohnern auf den Quadratkilometer Einzugzgebiet angenommen, bei deren Überschreitung überhaupt erst die Möglichkeit einer Verunreinigung und die Frage der Behebung eventueller Verunreinigungen in Betracht gezogen wird. In diesem Falle wird, wo die örtlichen Verhältnisse es gestatten, die Berieselung oder aber die Sandfiltration der größeren Sicherheit wegen empfohlen, wodurch eine doppelte Gewähr dafür geboten wird, ein gänzlich unverdächtiges Wasser zu gewinnen.

6.    soll der Boden des Staubeckens selbst unmittelbar vor der ersten Füllung gründlich von allen organischen Resten, Baumstämmen, Wurzeln und der Humusschichte gereinigt werden.

Reinigung des Talsperrwassers durch Berieselung von drainierten Wiesen.

Diese Reinigungsart wurde speziell bei den Sperren im Salbachtal, Sengbachtal und Hasperbachtal, sowie an der Wassergewinnungsanlage im Tentetal, unterhalb der Remscheider Talsperre, eingeführt. Das Wasser wird entweder auf die in einzelne Reviere eingeteilte Wiesenfläche aufgeleitet, also durch Überstauung oder wilde Berieselung, oder aber wie bei der Haspe- und Ennepetalsperre durch Sprühdrüsen mittels oberirdischer

Rohrleitung über die Wiese in Form eines feinen Regens verteilt. Bei zweckmäßiger Ausgestaltung und richtigem Betriebe erwiesen sich die Rieselwiesen als Einrichtungen, welche auf die physikalische und chemische Beschaffenheit des gerieselten Wassers einen günstigen Einfluß ausüben, dasselbe nahezu vollständig von suspendierten Stoffen, aber auch von dem unangenehmen Geruch und Geschmack und vom gelösten Eisen befreien.

Es wurde weiter festgestellt, daß durch diese Bodenfiltration auch eine beträchtliche Verminderung der Zahl der Keime erfolgt, doch darf hier nicht mit der normalen Grenze für Sandfilter von 100 Keimen pro cm³ gerechnet werden.

In den meisten Fällen wird es sich empfehlen, derartige Rieselanlagen nur als Vorfilter aufzufassen und mit einer Schnellfilteranlage oder dem Ozonverfahren zu kombinieren.

Über die zweckmäßig anzubauenden Grasarten und den Betrieb siehe die Referate von Prof. Dr. Kolkwitz und Prof. Dr. Thiesing in den Mitteilungen der kgl. Prüfungsanstalt Berlin, Heft 15, 1911.

II. Nutzwasser.

Die Eigenschaften, welche von einem Nutzwasser verlangt werden, sind in erster Linie möglichste Reinheit (frei von sedimentären und chemischen Verunreinigungen, also nicht trübe) und je nach dem Verwendungszweck keine zu große Härte. Der letzteren Eigenschaft werden also zumeist alle Flußwässer entsprechen. Im Falle vorübergehender Trübungen bei Hochwasser wird durch entsprechende künstliche Reinigung (Filtration etc.) dem Wasser die gewünschte Eigenschaft mit verhältnismäßig nicht zu hohem Kostenauf-wande verliehen werden können.

B. Wasserbedarf.

Der Wasserbedarf hängt der Hauptsache nach von dem Zwecke ab, dem die Wasserversorgungsanlage insbesondere zu dienen hat; er ist sonach im allgemeinen wesentlich verschieden bei einer Trink- und bei einer Nutzwasserleitung. Weiter ist zu berücksichtigen, daß der Bedarf, pro Kopf und Tag der Bevölkerung gerechnet, in großen Städten entschieden größer sein wird wie in kleinen Ortschaften. Diese statistisch nachgewiesene Erscheinung ist darin begründet, daß in großen Städten infolge größerer Wohlhabenheit etc. auch im Wasserverbrauch höhere Ansprüche gestellt werden, insbesondere bedingt durch Spülklosetts, Spül- oder Schwemmkanalisation, Besprengen der Privat- und öffentlichen Gärten, sowie der Straßen, Speisung der Fontänen etc. Für normale Verhältnisse hat man zur Berechnung des öffentlichen Wasserbedarfes von ganzen Ortschaften und Städten auf Grund statistischer Aufzeichnungen ein gewisses Quantum pro Kopf und Tag der Bevölkerung aufgestellt, das wohl auch bei den einzelnen Fachschriftstellern und Projektanten variiert. Wenn auch der Grundsatz ein vollständig richtiger ist, daß vom Standpunkte der Hygiene nie zu viel Wasser beschafft werden kann, so müssen doch in Hinsicht auf die Bauökonomie gewisse Grenzen festgesetzt

und dürfen nicht die bezüglichen Resultate von großen Städten mit ausgesprochenem Wasserüberfluß in Betracht gezogen werden, sondern hat stets den wirklichen notwendigen Bedarf ins Auge zu fassen. Man kann allgemein als mittleren jährlichen Wasserbedarf pro Kopf und Tag der Bevölkerung annehmen:

man

1. Trinkwasserlehungen

für Trink-, Koch-, Wasch- und sonstiges Haushaltungswasser je nach der Größe der Städte 20—45 1.

2. Allgemeine Wasserleitungen,

welche Trink- und Nutzzwecken dienen:

50—60 1, 100 1,

a)    für Ortschaften und kleine Landstädte.....

b)    „ mittlere Städte (über 10000 Einwohner) .    .    .

c)    „ große Städte (über 100 000 Einwohner) ....    120—150 1.

Bei Aufstellung des Projektes ist folgendes zu berücksichtigen: Dort,

wo obiges Wasserquantum pro Kopf und Tag in der entsprechenden Qualität überhaupt zu beschaffen ist, wird man dasselbe als Faktor der Berechnung zugrunde legen. Es sind jedoch obige Zahlen nicht derart aufzufassen, daß in einem Falle, wo obiges Quantum mit für die Gemeinde erschwinglichen Mitteln nicht zu beschaffen wäre, überhaupt von der Wasserversorgung dieser Gemeinde abzusehen wäre. In einem solchen Falle muß man sich lieber mit weniger aber gutem Wasser begnügen und unter obige Grenzwerte gehen, was um so unbedenklicher akzeptiert werden kann, als der faktische Verbrauch der meisten Städte, dort, wo eben keine Wasservergeudung vorkommt, ein kleinerer ist, wie dies nachstehende Tabelle des wirklichen Wasserverbrauches einiger österreichischer und deutscher Städte aufweist.

Tabelle des faktischen maximalen Konsumes an Nutz- und Trinkwasser pro Kopf und Tag von 80 Städten des In- und Auslandes, über welche mehrjährige ältere Betriebsaufzeichnungen vorliegen.

Laufende Nr.

Land

Stadt

Damalige Liter Ein- pro Kopf wohner- und Tag zahl

Bemerkungen

max.

H (N CO

England London

Manchester Liverpool

4 200 000 850 000 800 000

CM

H iO (M H y—i rH

tJI »O O

))

i)

Birmingham Glasgow Newcastle inkl. Gateshead

700 000 511 000

OO

Leeds

Sheffield

460 000 420 000 367 000

IO H    CO GO 05

O ^    iQ iO Q

•»-H CM

Abgabe für industrielle Zwecke nach Wassermesser, für Hausgebrauch „ä discretion“. Desgl.

Abnormale Verhältnisse.

tH t-H

ht-

LaufendeNr.l

Land

Stadt

Damalige

Ein

wohner

zahl

Liter pro Kopf und Tag max.

Bemerkungen

Land

Stadt

Damalige

Ein

wohner

zahl

Liter pro Kopf und Tag max.

Bemerkungen

England

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

Frankreich

Bristol

Bradford

Leicester

Edinburgh

Sunderland

Huddersfield

Nottingham

Derby

Rochdale

Preston

Southpert

Cambridge

Devenpert

Norwich

Paris

57 000 2 500 000

80

89

98

99

66

69

Deutschland

Wie Nr. 3.

Wie Nr. 3.

Wie Nr. 3.

Wie Nr. 3.

Wie Nr. 3.

Es stehen 1900 2001 Nutzwasser und 120 1 Quellwasser Verfügung.

zur

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

Leipzig

Köln

Dresden

München

Magdeburg

Nürnberg

Düsseldorf

Stuttgart

Elberfeld

Halle a. S.

Braunschweig

Stettin

Altona

Posen

Lübeck

300 000 282 000 276 000 270 000 193 000

145 000 145 000 140 000 135 000 100 000 100 000 100 000 95 000 70000 64 000

123

224

125

71

110

97

96

98

132

114

103

131

117

110

302

Durchschnittlich 97 1.

Sehr wenig Wassermesser. Durchschnittlich 76 1.

Mit Wassermesser 90 1.

130 1.

Ohne

■<# O <X> (N (M IM

JJ

JJ

Italien

Lyon

Marseille

Rom

400 000 380 000 400 000

85

470

1105

JJ

Amerika

New-York

1 515 000

472

Im Mittel 700 1, wovon 160 1 pro Kopf auf die Fontänenspeisung entfallen.

Mit 22000 Wassermessern (im Mittel 300 1).

JJ

JJ

JJ

Nieder

österreich

Karlsruhe

Wiesbaden

Würzburg

Kiel

Wien

62 000 62 000 55 000 53 000 1 673 000

GO CM 07) rH tH rH

258

95

82

Sehr wenig Wassermesser. Durchschnittlich 105 1.

„ 80 1. Abnormale Verhältnisse. Durchschnittlich 76 1.

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

J)

JJ

JJ

JJ

Philadelphia

Chicago

Brocklyn

St. Louis

Boston

Baltimore

Cincinnati

Buffalo

Washington

Montreal

Milwaukee

Detroit

Teronto

Providence

320

455

„ 600 1.

400 1. 600 1.

05 05 05

67

68

69

70

71

72

Steiermark

Mähren

Graz

Brünn

110 000 100 000

JJ

JJ

JJ

JJ

JJ

Olmütz Mähr. Ostrau Iglau

25 000 25 000 24 000

Deutschland

JJ

JJ

Berlin

Hamburg

Breslau

1 500 000 500 000 480 000

100

208

125

Im Durchschnitt der amerikanischen Städte entfällt rund 400 1.

Durchschnittlich 80 1. Abnormale Verhältnisse.

Mit Schwemmkanalisation und Spülklosetts-Abgabe mit Was-durchschnittlich

73

74 Böhmen

75

76

77

78

79

JJ

JJ

JJ

JJ

sermesser 76 1.

80

JJ

Schlesien

Znaim

Neutitschein

M. Schönberg

Müglitz

Teplitz

Außig a. E.

Eger

Brüx

Saaz

Rumburg

Teschen

15    000 14 000 10 000

5 000 27 000 24 000 24 000 24 000 18 000 14 000

16    000

r"“    tH    t—<

Für Hochquellenleitung in die Häuser bloß 25 1 bemessen. Bei voller Ausnutzung der Kapazität des Aquäduktes 1380000 m³ täglich.

43 1 im Mittel, 27 1 im Minimum. Ohne Industrie (— 45 °/₀).

(Monats-Maxim.

Mit

Juni 1880).

Mit Industrie (projektiert auf 60 1 pro Kopf).

Ohne Industrie 58 1.

Mit Industrie.

Im Mittel 103 1 (samt Industrie).

57 1 (ohne

„    100 1 (exkl.

*

)•

)-

Ingenieur Brink veröffentlichte 1912 in seinem Werke „Das Rohrnetz städtischer Wasserwerke“ eine Tabelle über den maximalen, minimalen und mittleren Tagesbedarf in Litern pro Kopf der Bevölkerung von 240 Städten Deutschlands, geordnet nach Städtegruppen mit 3—10000, 10 bis 50000, 50—400000 und über 100000 Einwohner.

Diese Wasserverbrauchs werte, welche auf Grund der statistischen Zusammenstellung der Betriebsergebnisse der Wasserwerke aus dem Jahre 1909 angegeben erscheinen, zeigen eine bedeutende Verschiedenheit in den Verbrauchsquantitäten, welche Erscheinung durch die verschiedenen örtlichen Verhältnisse bedingt ist. Der Wasserverbrauch wird ein größerer werden, wenn die Abgabe frei ohne Wassermesser erfolgt, dann in Städten mit bedeutender Industrie, bei durchgeführter moderner Kanalisation, bei wohlhabender Bevölkerung, bei großem öffentlichen Verbrauch für Gartenanlagen und Fontänen etc. Dieser Zusammenstellung zufolge schwankt der mittlere Tageskonsum pro Kopf

1. bei 31 Städten von 3000 bis 10000 Einwohnern von 8 bis 239 1,

„ 10000 „ 50000 „ 50000 „ 100000 „ über 100000

„ 15 „ 253 „ 47

„ 207 1,

„ 254 1,

„ 270 1, das maximale Tageskonsum

29 bis 519 1, 34 „ 403 1, 264 „ 318 1, 78    „    320    1,

1. Gruppe.

2.

3.

4.

der minimale Tageskonsum 1. Gruppe .

7 bis 240 1,

6    „    190    1,

208    „    240    1,

19 „ 177 1.

Wenn von der Gruppe 3, welche nur aus 2 Städten (Augsburg und Freiburg) besteht, und den wenigen Extremen unter den 240 Städten abgesehen wird, so bewegen sich die Verbrauchsziffern innerhalb der früher angegebenen, den Projekten zugrunde zu legenden Zahlen. So weisen, um nur einige bekanntere Städte Deutschlands hervorzuheben, die Betriebsdaten pro 1909 nachstehende Ziffern auf:

2.

3.

4,

Gruppe 4

Berlin.    .

Köln .    .

Frankfurt Dresden . Düsseldorf Breslau . Leipzig . Elberfeld Nürnberg

Maximaler Minimaler Mittlerer Tagesbedarf pro Kopf in Litern 117 168 174 145 180

57

93

96

63

83

109

56

99

41

170

117

85

CO

r—( r-H

98

135

83

67

66

38

49

84

Gruppe 4

Hannover . Magdeburg . Straßburg . Königsberg . Halle .    .    .

Aachen .    .

Karlsruhe . Chemnitz Wiesbaden . Kiel . . . Braunschweig

Maximaler Minimaler Mittlerer Tagesbedarf pro Kopf in Litern 104 126 204 116 114

190

190

78

148

97

106

48

50

97

50

50

50

72

19

70

39

51

74

93

142

78

81

96

119

47

108

66

77

Gruppe 2

130

170

215

94

164

92

195

85

125

80

70

156

35

128

144

116

150

88

114

111

118

110

116

93

fJ«5 00ffJi0050000H

001005^10'^'^'^®

t- ö 00 CO ffl O N Tf T# CO

io io CO

110 •

40

55

49

60

38

42

40

84

108

151

66

© (M 00 t- 00

OO 05 lO ® O lO CD GO t- iO O r-l Ol

86

63

112

65

80

77

80

76

69

59

Der zweite Faktor, die Einwohnerzahl, ist jedoch nicht nach dem Resultate der letzten Volkszählung in Rechnung zu ziehen, sondern es muß das Wasserwerk so projektiert werden, daß auch dem Bevölkerungszuwachs Rechnung getragen wird. Vom Standpunkte der günstigen Finanzierung eines solchen Unternehmens haben die Rechnungen ergeben, daß sich bei größeren Wasserwerken, insbesondere bei solchen mit künstlicher Hebung, die Dimensionierung der sofort zu bauenden Hauptbestandteile desselben mit Berücksichtigung

eines Bevölkerungszuwachses für die nächsten 15—25 Jahre empfiehlt, wobei natürlich auf die Möglichkeit einer seinerzeit notwendigen Erweiterung der Anlage Rücksicht genommen werden muß.

Bei sehr langen Quell-Zuleitungen wird man einen längeren Zeitraum (30—50 Jahre) annehmen müssen. Bei kleinen Städten und Ortschaften ist ohnehin der Bevölkerungszuwachs klein und wird namentlich bei Gravitationsleitungen mit einem Durchschnitts-Menschenalter (also ca. 40 Jahre) zu rechnen sein. Dieser Bevölkerungszuwachs beträgt, abgesehen von kleinen Städten, wo mitunter ein Stillstand oder ein Rückgang zu beobachten ist, in größeren Städten im Mittel ca. 2—3 °/₀, in kleinen Städten 0,5—1 °/₀, bei Dörfern ca. 0,3—0,5 °/₀. Bedeutet Z die gegenwärtige Einwohnerzahl, Zn die zukünftige Einwohnerzahl nach n Jahren, so wird, falls ein gleichförmiger Zuwachs von p°/₀ angenommen

wird, Zn = Z ^1 -f-daraus ist p — 100

100

\n

I (nach Art der Zinseszinsrechnung entwickelt),

log. Zn --- -- log■ Z log. (i + 0,01 py

Berechnung des Bevölkerungszuwachses muß als das weitgehendste Maximum angesehen werden; da der Zuwachs in längeren Zeitperioden kein gleichbleibender ist, sondern oft stark wechselt, so wird, um das ursprünglich zu investierende Baukapital nicht unnötigerweise in zu hohem Maße in Anspruch zu nehmen, bei Annahme eines größeren Zeitraumes nicht nach der Zinses-zinsforinel gerechnet, sondern die lokalen Verhältnisse berücksichtigt werden müssen.

und n —

Diese Art der

Einen interessanten Überblick über das Wachstum der Städte Deutschlands innerhalb eines Zeitraumes von etwa einem halben Jahrhundert (genau innerhalb 46 Jahre) bietet die folgende Aufstellung, die das Ergebnis der Volkszählungen vom 3. Dezember 1864, vom 1. Dezember 1905 und vom 1. Dezember 1910 bringt. Es hatten Einwohner:

Groß-Berlin .    .    .

Berlin.....

Hamburg    .    .    •    .

München.....

Leipzig......

Dresden......

Breslau......

Köln.......

1. Dez. 1910    1. Dez. 1905 3. Dez. 1864

3712554 2064153 936000 595053 585743 546882 510929 477003 414406 356733 332539 299753 293000 286455 285589 279644 248059

3205578

2040148

802793

537800

537743

516996

470924

428722

336985

253274

294426

272335

231360

244927

253100

263131

223770

632749

175488

167054

85394

145728

163819,

122162

81184

44297

70492

79649

31330

54827

69084

98501

101507

Mülheim (Ruhr) Wiesbaden Saarbrücken . Augsburg .    .

Lübeck . . .

1. Dez. 1910 1. Dez. 1905 3. Dez. 1864 246827 236378 * 234033 227 075 212862 208845 193379 180496 178290 172672 172411 170066 169 306 169019 168293 156008 154811 153878 143 319 136829 133953 129219 121104 113245 111498 110658 109013 104390 101500 98612

214861 152858 224119 192 356 175557 163772 168700 169916 167678 140932 168320 162858 159648 156080 147005 134095 136808 120467 136397 118455 111249 110344 105381 106348 98847 101215 100955 89617 94923 91871

Andererseits aber kann voraussichtlich durch Schaffung eines ausreichenden Wasserquantums die Möglichkeit der Ansiedelung neuer Industrien oder aber eine bedeutende Vergrößerung der bestehenden Industrie- und Gewerbeanlagen geschaffen werden.

Nach der Zinseszinsformel ist beispielsweise ein zu 4 °/₀ angelegtes Kapital K nach n Jahren Kn = K l,04n, also nach 16 Jahren verdoppelt, nach 27 Jahren verdreifacht, nach 36 Jahren vervierfacht etc. Projektieren wir nun eine leicht erweiterungsfähige Anlage (z. B. eine Pumpstation), so könnte im Falle einer notwendigen Erweiterung nach 27 Jahren für dieselbe der dreifache Betrag ausgegeben werden, als das ursprünglich investierte Kapital unter Annahme des derzeitigen Bedarfes beträgt. Es bleibt also in einem solchen Falle immer Sache der finanziellen Kalkulation, um die richtige Wahl zu treffen.

70692

70759 14500 27 356 18000 30425 45 972 82014

52781

62008

90484

59544

x)

63811

53383

40228

45450

11500

30318

53421

26573

’) Gelsenkirchen hatte im Jahre 1852 als Landgemeinde erst 844, und 1874 erst 7576 Einwohner.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Bei ganz kleinen Anlagen (Versorgung einzelner Gehöfte etc.) oder in Städten, wo Industrie oder Viehzucht ganz abnormale Verhältnisse bedingen, wird man bei Aufstellung des Wasserbedarfes detaillierte Berechnungen anstellen. Hierbei sind nachstehende Bedarfszahlen maßgebend.

i. Privatverbrauch.

In Wohnhäusern pro Kopf:

zum Trinken (2 1), Kochen, Reinigen zusammen .    .    .    .

für die Wäsche................

also für Haushaltungswasser zusammen......

für einmalige Klosettspülung...........

für Pissoirspülung:

a)    intermittierend, für einen Standplatz und pro Stunde

b)    kontinuierlich, für einen laufenden Meter Spülrohrlänge

und pro Stunde..............

für ein Wannenbad..............

für ein Sitzbad oder Dusche...........

für einmalige Garten-, Trottoir- oder Hofbespritzung pro

Quadratmeter................

Tränken und Reinigen des Viehes:

1 Pferd oder Großvieh.......... .    .

1 Kleinvieh.................

1 Schwein............. .    .    .

1 Kalb oder Schaf..............

für Reinigung eines Wagens...........

20—80 1, 10—15 „ 30—45 „ 5-15 „

30—60 „

200 „ 350    „

30

50

10

13

200 „

2. Kommunale Zwecke.

Auslaufbrunnen mit konstantem Auslauf pro Tag . Straßenbespritzung pro Quadratmeter gepflastert .

„    „    „    chaussiert .

öffentliche Gärten pro Quadratmeter und Tag bei

einmaliger Bespritzung..........

Sparventilbrunnen ohne permanenten Auslauf pro Tag

1 Hydrant 4—6 sl.....

Öffentliche Pissoirs (wie oben)

10000—15000 1,

1,5

1—1,5

...... 3000    „

pro Stunde =    14000—22000 „

..... 30—60 bzw. 200 „

3. Öffentliche Anstalten, gewerblicher und Industriebedarf.

Schulen pro Kopf und Schultag .........

Kasernen: pro Mann und Verpflegungstag ....

„ pro Pferd.............

Kranken- und Versorgungshäuser pro Person und

Verpflegungstag..............

Gasthöfe pro Person und Verpflegungstag ....

Badeanstalten pro abzugebendes Bad......

Schwimmbassin pro m² einstündlicher Zufluß während der Benutzungsstunden...........

20

40

1,

100—150    „

100

500

50—100    „

Waschanstalten pro 100 kg Wäsche.......

Schlachthäuser pro Stück Schlachtvieh und Jahr .    .    300—400    „

Markthallen pro m² bebaute Fläche und pro Markttag Eichämter: Gesamtverbrauch pro Jahr pro m³ zu

eichender Hohlgefäße............

Bahnhöfe: Speisewasser für Lokomotiven pro Stück

und Tag ................

Brauereien: pro Liter gebrauten Bieres.....

Brauereien (nach anderer Angabe) Gesamtverbrauch pro Jahr und pro Hektoliter gebrauten Bieres, ohne

Eisbereitung...............

Kesselspeisewasser für Dampfmaschinen ohne Kondensation pro Stunde und Pferdekraft......

Kesselspeisewasser für große Expansionsmaschinen mit Kondensation...............

400

1100

6000—8000 „ 5—15

500

20—30

6—7

Andere größere Industrien, sowie Schwemmkanalisationen werden speziell bemessen und das Wasser mittels Wassermesser abgegeben. Diese Mengen sind dann neben dem früher erwähnten Gesamtbedarf von 50—150 1 pro Kopf und Tag der Bevölkerung, in welchem auch die sub a, b und c enthaltenen Angaben inbegriffen sind, noch separat zuzuzählen.

Mittlerer Tagesbedarf. Dieser auf Grund des mittleren Tageskonsums ermittelte mittlere Jahresbedarf schwankt je nach der Jahreszeit und ist bei größeren Städten in der Regel infolge des großen Wasserverbrauches für Bespritzen im Hochsommer am größten und beträgt der maximale Tageskonsum 125—150°/₀ des durchschnittlichen Tagesbedarfes. Nach demselben ist die Größe des Hochreservoirs bei Gravitationsleitungen kleinerer Ortschaften zu bestimmen. In 36 Städten Deutschlands schwankt das Verhältnis zwischen dem maximalen und dem mittleren Tageskonsum zwischen 1,14 und 1,89; in jenen Städten jedoch, wo das Wasser nicht ä discretion, sondern mittels Wassermesser abgegeben wird, wechselt dasselbe Verhältnis zwischen 1,2 und 1,5, also 120—150 °/₀.

Maximaler Stundenkonsum. Der Verbrauch ist jedoch auch während des Tages verschieden und sind die Rohrdimensionen nach dem maximalen Stundenkonsum zu berechnen (nebstdem noch der gleichzeitige Bedarf zur Speisung von 1—2 Hydranten).

Der maximale Stundenkonsum am Tage des größten Verbrauches beträgt 10—12°/₀ des mittleren Tagesbedarfes, bei großen Städten auch 150 °/₀ des mittleren Stundenkonsums am Tage des größten Verbrauches.

Beispiel: Der mittlere Tagesbedarf einer Ortschaft von 2000 Einwohnern würde z. B. 2000.60 1 = 120000 1 = 120 in³ betragen. Das Hochreservoir der Gravitationsleitung hat daher einen Fassungsraum gleich dem maximalen Tageskonsum von 120.125 °/₀ = 150 m³ zu erhalten. Das Hauptzuleitungsrohr von den Quellen zum Hauptreservoir ist nach dem

mittleren (permanenten) Zufluß Qmittei =

= 1,39 = 1,4 sl. zu dimen-

120 mS

86400 sec-12000 ¹ 2

sionieren. Das Hauptspeiserohr für die Stadt (vom Hochreservoir bis zum Beginn des Stadtrohrnetzes) ist nach dem maximalen Stundenkonsum zu berechnen. Derselbe beträgt:

Qmax■} = 120.10 °/₀ = 12 m³, also Q

3,33 sl.

sec.

max.

3600 sec-

Nehmen wir nun an, daß bei dieser kleinen Stadt gleichzeitig nur 1 Hydrant für Feuerlöschzwecke oder Straßenbespritzung mit Q = 4 sl. zur Verwendung gelangt, so muß das Hauptzuleitungsrohr eine Kapazität von Q — 3,33 -j- 4,0 = 7,33 sl. erhalten. Bei einer ausschließlichen Trinkwasserleitung, woselbst man auf die Einbauung von Hydranten nicht Rücksicht nimmt, wird natürlich das Hauptspeiserohr nur für Q — 3,33 sl. berechnet werden. Aus dem Titel von Wasserverlusten durch Abgang bei den Überlaufleitungen der Sammelobjekte infolge ungleichmäßigen Konsums, ferner durch eventuelle Undichtheiten in den Rohrleitungen soll zu dem oben be-zeichneten Wasserbedarf noch ein Zuschlag von ca. 10—20°/₀ gegeben werden.

Jährliche Verbrauchsschwankungen. Abgesehen von der Zunahme des Wasserverbrauches mit zunehmender Bevölkerung, wechselt selbst bei einem gleichbleibenden Bevölkerungsstande die Verbrauchssumme pro Jahr, teilweise bedingt durch Änderung der klimatischen Verhältnisse (heiße, regenarme und kalte, regenreiche Jahre). Zum Teil jedoch nimmt der Konsum zumeist alljährlich zu, und zwar in einem viel größeren Verhältnisse als der Zuwachs der Bevölkerung, da die Hausanschlüsse sich vermehren und überhaupt bei zunehmender Erfahrung in bezug auf Annehmlichkeit, Nützlichkeit und Billigkeit der Wasserentnahme aus dem Wasserwerke gegenüber des früheren Bezuges aus Brunnen etc. die moderne Wasserleitung immer mehr in Anspruch genommen wird.

C. Wassergewinnung.

Die Wassergewinnungs- bezw. Sammelanlage wird eine verschiedene sein, je nachdem wir Quell-, Grund- oder Flußwasser verwenden wollen oder event. das auf den Boden niederfallende Meteorwasser direkt zu sammeln gezwungen sind (Sammelteiche, Stauweiheranlagen). In erster Linie sollen die Sammelanlagen für Quellwässer besprochen werden.

die sogenannten Schicht-

karst Grundwasser vorhanden sei, also auch an vielen Orten erbohrt werden könne.

Die Verschiedenheit in der Auffassung des Begriffes „Grundwasser“ ist es, welche bisher noch zu keiner Beilegung dieses wissenschaftlichen Streites geführt hat.

Würde speziell in der Hydrographie der Karstländer statt des Wortes Grundwasser, unter welchem der Hydrotechniker ein ganz spezielles Vorkommen versteht, die Bezeichnung „Untergrundwasser“ eingeführt werden, dann wären diesem Streite auch die Grundlagen entzogen.

Unter Grundwasser wird seitens des Hydrotechnikers, also des mit der Lösung von Wasserversorgungsfragen vorzugsweise beschäftigten Spezialfachmannes, jenes unterirdisch fließende Wasser verstanden, welches in einem mehr gleichartigen, durchlässigen, ausgebreiteten Wasserträger (Schotter-und Sandschichten) sich mit einer zumeist äußerst geringen Geschwindigkeit

Millimeter pro

1    23

100

(1 bis ca. 20 m innerhalb 24 Stunden, also -jqq“ bis

Sekunde) fortbewegt, und oft sehr breite, ganze Talmulden ausfüllende unterirdische Wasserläufe darstellt, daher auch an verschiedenen Punkten durch Bohrungen aufgeschlossen werden kann.

Derartige Grundwasserströme sind mangels vorhandener ausgedehnterer wasserführender Schotter- und Sandschichten in den Karstkalkgebieten jedoch nicht vorhanden.

Die Kar st quellen, welche insbesondere im Kreidekalk, häufig aber auch in andern von unterirdischen Höhlen und Gängen durchsetzten Kalkgebieten verschiedener Formationen auftreten, können nur als Felsspaltenquellen oder direkt als Höhlenquellen bezw. Höhlenflüsse angesprochen werden.

Man kann in dieser Kategorie nachstehende Arten unterscheiden:

1.    Dauer-Quellen, ständig fließende Karstquellen, -welche aus einem mit orografischen Wasserscheide niemals zusammenfallenden Einzugsgebiete, durch das in die Spalten, Dolmen etc. einsickernde oder als Bäche direkt durch Foiben (Höhleneingänge, Schlünde, Trichter) einstürzende Wasser hinreichend, wenn auch variabel, gespeist werden.

2.    Intermittierende, also periodisch fließende Quellen, welche aus unterirdischen Becken dann gespeist werden, wenn der Wasserstand in letztem den Scheitelpunkt eines unterirdischen, oft heberartig wirkenden röhrenförmigen Gerinnes überschreitet, wonach eine Saugwirkung eintritt, durch welche das unterirdische Bassin ganz oder bis zu einer gewissen Höhe in kurzer Zeit entleert wird.

3.    Überlauf-Quellen, welche mit einem unterirdischen Becken, einem Reservoir in Verbindung stehend nur dann fließen, wenn ein gewisser Wasserstand im Reservoir überschritten wird.

Endlich

4.    die eigentlichen Spaltquellen, welche durch ein Felsentor, eine größere Felsspalte, ein Speiloch (Trichter) ausfließend den Austritt von Höhlenflüssen repräsentieren.

Dieser Austritt kann entweder zutage liegen, oder derselbe unter dem Meeresspiegel oft in sehr bedeutender Tiefe erfolgen, in welchem Falle wir es

5.    mit submarinen Süßwasser-Quellen zu tun haben.

In der Nähe des Meeres endlich können

6.    Brackwasser-Quellen aus unterirdischen Becken entspringen, welche vorübergehend durch eintretendes Meerwasser beeinflußt werden.

Eine eigentümliche Erscheinung im Karstkalkgebiete bilden die sogen, „nassen Dolinen“, welche nur zeitweilig ein Auftreten von Wasser beobachten lassen, also durch den Dolinenschlund, das sich dann aus einem Entwässerungskanal in ein Speiloch verwandelt, Wasser in die Doline eintritt.

Diese Erscheinung kann dadurch ihre Erklärung finden, daß die Menge des unterirdischen Wasserzuflusses zeitweilig die Kapazität der Höhlengänge und Spalten überschreitet und durch den bewirkten Aufstau andere, höher gelegene, sonst trockene Wasserabfuhrwege gefüllt werden, wodurch einerseits solche Dolinen vorübergehend mit Wasser gefüllt werden können, andererseits dieses überschüssige Wasser in Gestalt von hochgelegenen Quellen zutage tritt.

Solche Aufstaue können aber auch durch Einstürze in größeren Höhlengängen hervorgerufen werden, wodurch die zutage tretende, sonst permanent fließende Quelle vorübergehend versiegt, um erst nach Überschreiten der gebildeten Staustufe im Innern der Höhlen oder nach erfolgtem Abschwemmen dieser Barre wieder zutage zu treten, wobei in beiden Fällen dieses Quellwasser durch einige Zeit sehr schmutzig laufen wird, eine Erscheinung, die nebst der Möglichkeit einer Infektion von außen die direkte Verwendung solcher Quellen für Trinkzwecke bedenklich erscheinen läßt.

Zur Erklärung der verschiedenen Erscheinungen, welche zum Teil als „Karstphänomen“ bezeichnet werden und welche durch die Wirksamkeit der unterirdischen Karstgerinne hervorgerufen werden, hat Landesgeologe K atz er (Sarajevo) ein sehr instruktives schematisches Profil entworfen, das wiederholt in der einschlägigen Literatur vorgeführt erscheint und auch hier, sowie dessen Texterklärung wiedergegeben werden soll (Fig. 2).

Es bedeutet:

1.    Intermittierende (aussetzende) Quelle.

Hat das Wasser im Hohlraume a eine solche Höhe erreicht, daß das gebogene Gerinne b als Heber zu wirken beginnen kann, dann rinnt das Wasser so lange, bis der Vorrat in a erschöpft ist. Nachher dauert es wieder eine geraume Zeit (Stunden bis Monate), bis sich a wieder bis zum Heberscheitel angefüllt hat, worauf die Quelle abermals zu fließen beginnt.

2.    Ständige Karstquelle, die aus dem Niederschlagsgebiet nn ausreichend alimentiert wird.

3.    Verlassenes, trockenes Höhlengerinne (Hängegrotte), welche vielleicht seinerzeit mit dem Spaltensystem der Quelle 2 zusammengehangen ist, mit der Zeit jedoch diese Verbindungsgänge durch Sedimente verstopft wurden.

4.    Flußschwinde (Sohlenponor).

5.    Höhlengerinne.

6.    Große Karstquelle (alle drei in unmittelbarem Zusammenhang).

7.    Zahlreiche kleine Karstquellen, die den Fluß F speisen, von denen die unteren leichter versiegen können, weil sie nicht unmittelbar durch größere Klüfte mit dem Reservoir R in Verbindung stehen.

8.    Intermittierende große Karstquelle, die dem Kesseltal (Polje) P so lange Wasser zuführt, als der Wasserspiegel der Reservoire R durch zureichende unterirdische Zuflüsse über den Punkt c erhalten bleibt; sie versiegt, wenn der Wasserspiegel unter c sinkt. Würde das Talgelände infolge Erosion oder Abrasion am Meeresgestade nach einer langen Zeitperiode bis zum Punkt c abgespült werden, dann würde der untere Teil der Grotte R ein aufgeschlossenes Grottengerinne mit einem zutage liegenden Felsentor darstellen.

9.    und 10. Wechsel-Sohlen-Ponore, welche in den meisten Fällen als Schlucker das Polje entwässern, aber auch als Speilöcher dem Tale dann Wasser zuführen können, wenn die Zuflußmenge in das Gerinne A so bedeutend ist, daß dieselbe durch das Hauptabflußgerinne d nicht ganz weiter geleitet werden kann, in welchem Falle dann ein Teil des Wassers durch die Sohlenponore 9 und 10 in das Polje austritt, wobei dies in erster Linie bei 9 eintreten wird.

11. und 12. sind Randponore und gleichzeitig Saug- oder Schluckschlünde, wobei 11 permanent, 12 erst dann wirken wird, wenn das Polje bis zur Höhe dieses Einlaufes überschwemmt würde, in welchem Falle aber auch die submarine Quelle 16 auszufließen beginnen wird und dadurch als intermittierende Quelle auftritt.

M.

is

Fig. 2. Schematisches Profil zur Erklärung des Karstphänomens.

Ja

__Meeresniveau.

13. eine Dauerquelle viel höher als die Schluckschlünde gelegen, eine Erscheinung, die an den Poljen-Abhängen sehr häufig anzutreffen ist und unmöglich wäre, wenn ihre Speisung durch ein Karstgrundwasser, welches von unten nach aufwärts in Flächen steigend, wie es von einzelnen Hydrologen angenommen wird, erfolgen sollte, nachdem ein durchgehendes Karstgrundwasserniveau nicht bestehen kann.

Aus dem Höhlengerinne 14 wird Wasser nur dann austreten, wenn der Zufluß wesentlich stärker als die Kapazität des Gerinnes 13 wird.

Die Randponore 11 und 13 zeigen auch, wie übereinanderliegende unterirdische Gerinne die Entwässerung eines gleichen Karstgebietes in ganz verschiedenen Richtungen besorgen können.

15.    stellt eine sogenannte Meermühle, eine Brackwasserquelle dar, also eine Mischung von Süß- und Meerwasser, welche sich aus der saugenden Wirkung von Spalten bei e erklären läßt.

16.    Submarine Süß wasserquelle von stark wechselnder Ergiebigkeit, deren Verschiedenheit sich durch die zeitweise in Aktion tretenden Saugschlünde 11 und 12 erklären läßt.

17.    Eine aus dem tiefen Meeresgründe aufsteigende Süßwasserquelle, welche auch eine lokale Trübung des Meerwassers bewirken kann, wenn durch höheren Wasserstand im Polje P große Wassermengen durch die Sohlenponore 9 und 10 eintreten, welche viel Sedimente mitführen.

Wrie veränderlich die meisten der Karstquellen sich rücksichtlich ihrer Ergiebigkeit erweisen, ist wohl allgemein bekannt, doch liegen bezüglich der österreichischen keine längeren Meßresultate vor.

Eine Ausnahme hiervon macht die Zvir-Quelle in Fiume, ebenfalls eine Spaltquelle im Karstkalke, welche zwecks Heranziehung derselben zur Versorgung der Stadt Fiume innerhalb der 5x/₂ jährigen Periode (16. August 1900 bis 7. Dezember 1905) täglich genau gemessen wurde.

Die Minimalergiebigkeiten betrugen: am 11. Oktober 1900 .

1901 .

1901    .

.    .    Q    — 0,953    m³    pro Sekunde

„    2. Februar

„ 20. August „    5. September 1901    .

1901    .

1901    .

1904 .

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„ 12.

„ 29.

„ = 1,525 „    „

„ 29. Juli

Das kleinste Minimum Q = 0,953 m³ wurde nach einer vorangegangenen 45 tägigen Trockenperiode konstatiert.

m³ pro Sekunde

1902 . 1904 . . 1904 . . 7. Dezember 1905 .    .

N 00 O) N

rH i-H T“H tH

Maxima wurden gemessen: am 15. Februar

„ 18.

„ I⁹.

mithin größtes Maximum Q = 19,0 m³.

Im Mittel dürfte die Ergiebigkeit dieser Quelle Q — 4—5 m³ betragen, während dieselbe in den äußersten Grenzen von Q = 1—19 m³ pro Sekunde schwankte.

Die chemischen Analysen, welche vom Dezember 1886 bis November 1887 allmonatlich durchgeführt wurden, ergaben nachstehende Grenzwerte in Milligramm pro Liter:

Härte: 6,2—7,9 deutsche Härtegrade,

Organische Substanz: Spuren bis 7,0 mg (November), im Mittel 2,75 mg (nach Wood),

Chlor: 2,75—5,16 mg,

Eisenoxyd: Spuren bis 0,99 mg (Mittel 0,23),

Salpetersäure Anhydrit: 0,88—1,53 (Oktober), Mittel 1,16. Salpetrige Säure, Ammoniak und Phosphorsäure fehlen ganz.

Der geringe Gehalt und die geringen Schwankungen im Gehalte an Salpetersäure sind ein Zeichen, daß zu diesem Wasser niemals bedeutendere Mengen von stickstoffhaltigen organischen Substanzen Zutritt haben.

Auch die Resultate der 12 bakteriologischen Analysen sind im allgemeinen entsprechende (10—290 Bakterien in 1 cm³) mit Ausnahme des 3. November 1887, an welchem Tage das Wasser trübe war und durch den mitgeführten Ton die Anzahl der Bakterien auf 2300 stieg.

Diese Trübungen kommen selten und nur nach sehr langen, andauernden Regen im Hochplateau des Einzugsgebietes durch kurze Zeit vor, so zwar, daß das Wasser für die Stadt überhaupt nie filtriert wird bezw. sich die Notwendigkeit bis dato (1911) noch nicht ergeben hat.

Die Temperatur dieses Quellwassers schwankt zwischen 8,7—10,0° C.

Diesen mir bekannten einzigen Fall langer Beobachtung einer Karstquelle benutzte ich zu einer Untersuchung des Zusammenhanges der Quellenergiebigkeit mit den Niederschlägen.

Bei der Beschaffenheit des Karstgebietes ist rücksichtlich der Alimen-tierung von Karstkalkquellen das orografische Niederschlagsgebiet nicht maßgebend, sondern werden die Versinkungsstellen (Ponore, Saugschlünde etc.) für die Wasseraufnahme, sowie das unbekannte unterirdische Höhlen- und Spaltennetz für die Weiterleitung des eingesunkenen Wassers die Speisung der betreffenden Quellen veranlassen.

Meine Untersuchungen beschränkten sich natürlich bloß auf alle jene Fälle, wo innerhalb eines Tages ein auffallendes Steigen der Quellenergiebigkeit zu beobachten war.

Diese betreffenden Vergleichungen ergaben, daß sich der Einfluß starker Niederschläge der nächsten Umgebung sowohl wie auch in größerer Entfernung sofort einen Tag später an der Zvirquelle bemerkbar machte, daß aber über den näheren unterirdischen Zusammenhang und die Ausdehnung dieses Alimentationsgebietes kein sicherer Schluß gezogen werden kann, sondern diese Frage nur durch Vornahme ausgedehnter Färbungsversuche der Lösung zugeführt werden könnte. Einige der plötzlichen Zunahmen dei Quellwassermenge deuten direkt auf das Vorhandensein großer unterirdischer Reservoire mit Saugheber- (Syphon-) Wirkung hin.

Rücksichtlich der chemischen und bakteriologischen Veränderlichkeit des Wassers der Zvirquelle läßt sich, trotzdem die Analysen mit den Quellmessungen zeitlich nicht zusammenfallen, aus den vorliegenden Daten der

Einfluß der Niederschläge auf die qualitative Beschaffenheit des Quellwassers beurteilen.

So stieg insbesondere am 8. November 1887 nach anhaltendem Regen die Anzahl der Bakterien pro cm³ von 238 im Oktober auf 2294, welche Vermehrung der Mikroorganismen nach Prof. Köttsdorfer-Fiume durch den dem Wasser zugeführten Ton begründet erscheint, der Millionen hiervon enthält, wodurch sich auch die Zunahme der Bakterien im trüben Wasser erklärt.

Mit der Regenmenge nahm der Chlorgehalt wohl zu, erreichte aber nie die zulässige Grenze von 10 mg pro Liter.

Die größte Härte besaß das Wasser in den drei letzten Monaten des Jahres zur Zeit der größten Regenmengen.

Außerhalb Österreich-Ungarn, Bosnien und der Herzegowina finden wir auch zahlreiche derartige, im Kalkgebirge des Jura, Devon, Kreide, Tertiär etc. entspringende Quellen und Höhlenflüsse, von welchen ich hier nur die Quelle der Sorgue bei Avignon im Vaucluse (Südfrankreich) hervorheben will, nach welcher alle ähnlichen Quellen auch Vaucluse-Quellen benannt werden und welche im Frühjahre 30 bis 60 m³ pro Sekunde liefert, während ihre Ergiebigkeit im Sommer und Herbst auf 8—10 m³ herabsinkt.

Alle anderen die Mehrzahl bildenden Quellen außerhalb des Kalkgebietes und ausschließlich der Höhlenquellen werden durch die Felsenquellen im engeren Sinne und die Schichtquellen repräsentiert; sie sind es auch, mit deren Aufschließung und Fassung sich der Ingenieur in den meisten Fällen zu beschäftigen hat. Streng genommen gehören beide Arten dann in eine Kategorie, wenn die Schichtquellen aus geschichtetem Gestein entspringen, während die Felsenquellen aus zerklüftetem ungeschichtetem Gestein stammen, also aus irregulären Felsspalten hervorquellen. Die eigentlichen Schichtquellen, welche auch richtiger als Grundwasserquellen bezeichnet werden können, stammen aus einer wasserführenden Schotteroder Sandschichte, welche an einzelnen Stellen ausbricht, d. h. zutage tritt und dort das Grundwasser in Form von Quellen an die Erdoberfläche gelangt. Diese Unterscheidung von Fels- und Grundwasserquellen ist aber auch in allen Fällen nicht immer eine ausgesprochene, indem beispielsweise zwischen den kalkhaltigen Pläner Mergel und Sandstein (Kreideformation, Turon), durch dessen Spalten und Klüfte das Unterwasser eindringt und dem Quadersandstein (Cenoman) als Liegendes eine Grünsandsteinschichte oder glauko-nitische Sandschichte häufig auftritt, welche als wasserführende Schichte an den Ausbißstellen Quellwasser in oft bedeutenden Mengen liefert.

Es sollen daher die Grundwasserquellen hier nicht als solche separat, sondern bei der Aufschließung und Fassung von Grundwasser im allgemeinen besprochen werden.

Was die Ergiebigkeit der Quellen anbelangt, so variiert dieselbe natürlich ungemein und wird dieselbe außer von der Größe und Beschaffenheit des Einzugs- bezw. Alimentierungsgebietes auch von der Menge und Verteilung der Niederschläge abhängen, wobei insbesondere die Versickeruug hier die Hauptrolle spielt.

Für Wasserversorgungsfragen soll zur Vermeidung von späteren Enttäuschungen im Projekte immer mit den Minimalergiebigkeiten gerechnet werden.

In dieser Richtung kann als Richtschnur zur vorläufigen Beurteilung bei generellen Gutachten unter andern die Tabelle von Lauterburg dienen. Dieselbe gibt die kleinste Quellenergiebigkeit in Sekunden Liter pro km? Einzugsgebiet an, wobei hier von Gletscherquellen abgesehen werden soll.

Charakteristik

des

Quellgebietes

Grad der Durchlässigkeit des Untergrundes und durchschnittliche Neigung des Terrains

sehr undurchlässig

mitteldurchlässig

sehr durchlässig

sehr mittelsteil steil

flach

sehr mittelsteil steil

flach

sehr mittelsteil steil

flach

I. Alpenregion:

1.    Aufgebrochenes Kulturland und leichtes Gehölz

2.    Weideland......

3.    Kahles Felsgebiet .    . .

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II. Hügelland und Niederung:

1.    Geschlossene Waldungen;

lockerer Schutt- und Geröllboden; steinige oder sandige Ödung .    .    .    .

2.    Aufgebrochenes Kulturland und leichtes Gehölz

3.    Wiesen- und Weideland .

4.    Kahles Felsgebiet (selten

vorkommend).....

1,10—2,26 1,30—2,55

1,9—3,23 2,3-3,8 — 2,8—4,5

3,3—5,2

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Was die Temperatur der Quellen anbelangt, welche ziemlich mit jener des Grundwassers übereinstimmt, so kann dieselbe allgemein gleich der Temperatur des Untergrundes angenommen werden, durch welchen dieses unterirdische Wasser längere Zeit durchfließt, also abhängig ist von der Tiefe. Bei 25—30 m unter der Erdoberfläche ist die Bodentemperatur jederzeit gleich groß und entspricht diese unveränderliche Bodentemperatur der mittleren Jahrestemperatur der Luft des betreffenden Ortes, somit für unser Klima ca. 5—10 ⁰ C., je nach der Seehöhe des Ortes.

Von dieser sogen, „neutralen Temperaturgrenze“ aufwärts nähert sich die Bodentemperatur allmählich der jeweilig herrschenden Lufttemperatur, doch nur in sehr geringem Maße, so daß die eigentliche maßgebende Beeinflussung der Bodentemperatur durch jene der Luft erst im letzten Meter deutlicher hervortritt. Die Bodentemperaturmessungen haben ergeben, daß schon in 1,5 m unter Terrain der Einfluß der äußeren Temperatur für die Praxis als nahezu aufgehoben bezeichnet werden kann, aus welchem Grunde

beispielsweise die eisernen Wasserleitungsröhren aus bauökonomischen Gründen allgemein nur 1,5 m tief verlegt werden.

Von der neutralen Temperaturgrenze nach abwärts nimmt die Boden-wärme unter normalen Verhältnissen stetig zu und zwar im allgemeinen auf je 100 m Tiefenzunahme um -f- 3 ⁰ C.

Dies gilt aber nur für den Erdboden, nicht aber für Tiefseen und Meere, welche im Gegenteile eine Temperaturerniedrigung des Wassers bis gegen -j- 0,5 ⁰ C. am Meeresgründe aufweisen.

Nachdem die mittlere Jahrestemperatur umso niedriger, je größer die Seehöhe des Ortes wird, so haben Quellen und Grundwasser hochgelegener Gegenden bei gleicher Tiefenlage unter Terrain weit niedrigere Temperaturen, als solche in geringen Seehöhen gelegenen Orte. Auch spielt hier die Weltgegend eine Rolle (insbesondere ob gegen Nord oder Süd gelegen), ebenso die Bewaldung.

Außer von der Seehöhe ist die Quellentemperatur also abhängig von der Tiefe unter der Erdoberfläche, von der Durchflußgeschwindigkeit und Länge des unterirdischen Weges, sowie von der Beschaffenheit und Struktur der durchflossenen Medien.

Während außer der Seehöhe die Bestimmung aller andern Faktoren schwer oder gar nicht möglich ist, haben die bezüglichen zahlreichen Messungen ergeben, daß in den meisten Fällen die Temperatur des Quellwassers mit zunehmender Seehöhe abnimmt.

Es ergeben sich, wenn aus den Mitteln der gemessenen Temperaturen der einzelnen Quellen die wahrscheinliche Temperatur für die Seehöhenstufen von 100 zu 100 m gerechnet bezw. durch Konstruktion einer vergleichenden Kurve (Parabel) ermittelt werden, nachstehende Werte:

Seehöhe der Quelle in Meter

Mittlere Temperatur der Quelle in °C.

Seehöhe der Quelle in Meter

Mittlere Temperatur der Quelle in ⁰ C.

200— 250 250— 300 300— 400 400— 500 500- 600 600— 700 700— 800 800- 900 900—1000 1000—1100

9,6

9,2

8,8

8,3

7,8

7,4

7,0

6,6

6,2

5,9

1100—1200

1200—1300

1300—1400

1400—1500

1500-1600

1600—1700

1700—1800

1800—1900

1900-2000

2000—2100

5,6

5,4

5,1

4,9

4,6

4,4

4,1

3,9

3,7

3,5

Aus einer graphischen Darstellung kann die Abnahme der mittlern Quellentemperatur für je 100 m Höhe entnommen werden und beträgt dieselbe:

Zwischen 300 und 600 m Seehöhe 0,50 ⁰

0,40° 0,30° 0,25° 0,20°

})

))

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))

))

))

))

))

im Durchschnitt 0,31°

Siehe die näheren Daten in einem ausführlichen Aufsatze von C. Mezger, Metz, „Über die Temperaturen der Gebirgsquellen“, in welchem auch nachstehende Tabelle angeführt erscheint, welche die Messungsresultate bestimmter Quellen in den Vogesen, im Schwarzwald, Berner Oberland, Graubünden, Tirol und bayerischen Alpen enthält, aus welchen Daten die graphische Darstellung entworfen und aus der ausgleichenden Kurve sodann die früher angegebenen Temperaturen für die einzelnen Höhenstufen bestimmt wurden.

Tabelle über die mittlere Temperatur von Gebirgsquellen.

Laufende Nummer

Vogesen

Schwarz- Berner Grauwald Oberland bünden

Nähere Bezeichnung der Quellen

Tirol und bayerische Alpen

Aug./Sept.

1906

⁰ C.

Juli    August Juli/Aug. Juni/Juli

1908    1905    1908

1907

⁰ C.

⁰ C.

⁰ C.

⁰ C.

a)    400—500 m über dem Meer.

1    Süßwasserquelle in der Saline Reichenhall

2    Brunnen an der Straße Salzburg—

Berchtesgaden..........

b)    500—600 m über dem Meer.

3    Quellen bei Interlaken am rechten

Aareufer............

4    Quellen bei Metzeral........

5    Quellen bei Hochwald.......

6    Quelle in halber Höhe des Hohentwiel.

7    Quelle in der Albachklamm bei Berchtes

gaden .............

c)    600—700 m über dem Meer.

8    Donauquelle in Donaueschingen .    .    .

9    Quelle am rechten Ufer der Briegach

in Donaueschingen........

10    Quelle bei Zweilütschinen im Lauter

brunner Tal..........

H Quellen über der Wimbachklamm in der

Ramsau............

12 „Gletscherquellen“ beim Hintersee . .

d)    700—800 m über dem Meer.

131 Quelle an der Via mala......

141 Quellen bei Lauterbrunnen.....

15 Quellen

am

oberen Ende des Hintersees

8,8

8,0—8,4

GO

(9,4)

8,2

<1

00

7,6

7,6—7,8

7,6

8,0

«<1

(5,3-5,5) (4,8-4,9)

Laufende Nummer

Vogesen

Schwarz

wald

Berner

Oberland

Grau

bünden

Tirol und bayerische Alpen

Nähere Bezeichnung der Quellen

Aug./Sept.

1906

⁰ C.

Juli

1908

⁰ c.

August

1905

Juli/Aug.

1908

Juni/Juli 1907

⁰ c.

®c.

»C.

Laufende NummerI

Vogesen

Nähere Bezeichnung der Quellen

Aug./Sept.

1906

⁰ C.

wald

Juli

1908

°C.

Berner

Oberland

Grau

bünden

Tirol und bayerische Alpen

August

1905

Juli/Aug.

1908

Juni/Juli

1908

⁰ C.

⁰ C.

°C.

e) 800-900 m über dem Meer.

16    Quellen des Blausees im Kanderer Tal

17    Quelle zwischen Jenbach und dem

Achensee...........

18    Wimbachquellen, zum Teil für die Wasser-Berchtesgaden gefaßt

7,2—7,4

7,0

CO

QO

CO

m) 1500—1600 m über dem Meer. Quellen im Bett des Albula Ende des Rugnuxtunnels Wasserableitung

am

Versorgung von

f)    900—1000 m über dem Meer.

19    Quelle bei Kiental. .

20    Quelle bei Tiefenkastl

des Julier ....

21    Quelle am Schneeloch (Andlauquelle) .

22    Quellen zwischen Diedolshausen und

dem weißen See........

23    Quelle am Hoheneck........

24    Quellen am Achensee.......

g)    1000—1100 m über dem Meer.

25    Quelle auf der Tschingelalp bei Kiental

26    Quellen auf der Scharitzkehlalp bei

Berchtesgaden..........

27    Quelle zwischen Tiefenkastl und Mons .

6,6—6,8

OS O

co

am

rechten Ufer

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zo    ccT

6,2

6,9

CO

5,2—6,4

CO

aus dem Kugnuxtunnel

») 1800-1900 m über dem Meer. Quelle bei Palpuogna an der Albulastraße Quelle auf der Spitalmatt am Saumpfad Kandersteg nacti dem Gemmi .

o) 2000—2100 m über dem Meer. Quelle auf dem rechten Ufer des Albula oberhalb dem Wirtshaus Weißenstein

(Albulaquelle).......

Quelle unterhalb dem Wirtshaus Weißenstein ......

Brunnen auf der Bundalp am Fuße der Blümlisalp ....

von

3,8

(4,6)

5,0

4,5—4,7

4,1

co

QO

5,4

5,9

5,4-5,5

h)    1100—1200 m über dem Meer.

28    Quellen bei Kandersteg.......

i)    1200—1300 m über dem Meer.

29    Quellen im Spiggengrund bei Kiental .

30    Quelle bei Adelboden . cL.....

31    Quellen in der Klus bei Kandersteg .    .

32    Quelle über dem Weißen See .    .    .    .

k) 1300—1400 m über dem Meer.

33    Quelle bei Mürvis.........

34    Wasseradern in dem neuen Tunnel der

Landwasserstraße zwischen Wiesen und Glaris...........

5,4-5,6

4,1-6,1

6,0

5,2

5,5

5,4

Liegend- und Hangendschichte, zwischen welchen die wasserführende Schichte Hegt und eine wesentlich höhere Lage des eigentlichen Infiltrationsgebietes gegenüber der Ausflußstelle.    ⁸

Die artesischen Quellen sind bezüglich ihrer Ergiebigkeit unzuverlässig, insbesondere auch rücksichtlich ihrer Steighöhe." Mächtigere erartige Quellen können gewöhnlich nur durch bedeutende Tiefbohrungen erschlossen werden, entziehen sich daher bezüglich ihrer Besprechung Kähmen dieses Handbuches.    S

zunächst sehr

dem

l) 1400—1500 m über dem Meer.

35    Quelle an der Albulastraße zwischen

Bergün und Preda ........

36    Quelle am Weg zur Schmittenhöhe bei

Zell am See..........

5,4

4,1

dessen Ursprüngen die

Ko ,/'    7 Erdf ZU verle8en lst» und dessen Entstehen oder Bildung durch

und1 en,Sf10n jer wS dem feurig ,lüssi«en Magma im Erdinnem erzeugten

iÄr^erftapfe in den der Erdob“

seits nTaS )rdÜCh die.Härte der Quellwässer anbelangt, so ist dieselbe einer-hänlT    7" mmeral°Sisch™ Zusammensetzung der Gesteine ab-

seh W“erDaUer deS untenrdischen Laufes; im allgemeinen werden iche Wasser aus den Urgebirgsformationen Granit, Gneiß, Glimmer-

schiefer, Urthonschiefer, dann aus Porphyr, Basalt und Quarzsand zu ei-schroten sein. Bei Sandsteinen ist die Härte variabel, je nachdem das Bindemittel der Quarzkörner ein kalkiges oder kieseliges ist.

Sehr harte Wässer stammen aus Tegel, Kalk und Dolomit. Bezüglich des mutmaßlichen Ortes der Quellenaustritte oder ihrer Aufdeckung wäre speziell bei Fels quellen, welche also aus Gesteinsspalten kommen, nachstehendes hervorzuheben.

Im geschichteten Gestein wird bei söhliger oder synklinaler Lagerung an beiden Seiten des Tales ein Quellaustritt möglich sein, bei einseitig geneigten Schichten jedoch in der Richtung des Einfallens, vcährend bei anti-klinaler Lagerung eine Quellaufdeckung nicht zu gewärtigen ist, ebenso wie bei saiger einfallenden — aufgerichteten — Schichten. Sehr günstige Stellen für die Erschrotung von Quellwasser bilden die Verwerfungsspalten, welche gewöhnlich mit durchlässigem Material ausgefüllt sind, ferner sehr oft an den Formationsgrenzen, z. B. Kreide und Rotliegendes, auch bei horizontal (söhlig) gelagerten Schichten, von welchen die oberen durchlässig zerklüftet sind, wie dies z. B. beim Quadersandstein der Kreideformation der Fall ist, wo sich zwischen diesem und dem überlagernden durchlässigen Plänersandstein sehr häufig eine Grünsandschicht findet, welche reichliches und vorzügliches Quellwasser liefert, also ein ausgesprochenes Quellenniveau repräsentiert. Unter Kalktuffbildungen kann mitunter auch Quellwasser erschürft werden.

Die Aufsuchung von Dauerquellen geschieht am besten im Winter, wenn das Terrain mit Schnee bedeckt ist, in welchem Falle sich Quellenaustritte von weitem schon durch die dort von der weißen Schneedecke abstechende grüne Farbe einer zumeist üppigen Quell Wasserflora bemerkbar machen, nachdem das im Verhältnis zur Lufttemperatur warme Quellwasser (5—10° C.) das Wachstum dieser Vegetation selbst im strengsten Winter

gestattet.

Wenn in diesem hydrotechnischen Handbuche außer der Vorführung der wissenschaftlichen hydrotechnischen Methoden, welche für die Aufschließung von Quell- resp. Grundwasser maßgebend sind, von der Besprechung anderer Mittel, z. B. der Wünschelrute, füglich abgesehen werden kann, so fühle ich mich doch veranlaßt, auf einen Apparat aufmerksam zu machen, mit dessen Hilfe angeblich in vielen Fällen mit Erfolg auf Wasser „gemutet“ wurde; es ist dies der Automatische Quellenfinder von Adolf Schmid in Bern (Schweiz).

Über meine bezügliche Bestellung eines solchen Apparates zwecks Durchführung eigener Versuche erhielt ich statt eines solchen von der Lebensmittel-Aktiengesellschaft in Bern, welche das Patent von den Erben des inzwischen verstorbenen Erlinders einstweilen käuflich erworben hatte, die Nachricht, daß nur das österreichisch-ungarische Patent gleichzeitig mit dem Apparat um den Betrag von 5000 Franks zu erwerben möglich ist.

Obwohl infolge dieser Verkaufsbedingung auf die eigenen Versuche verzichtet werden mußte, glaube ich doch im Interesse der Leser dieses Handbuchs und der weittragenden Bedeutung dieses Apparates, falls sich seine Verwendbarkeit in der Praxis wirklich bestätigen sollte, eine kurze Beschreibung desselben hier vorführen zu sollen.

Nach dem Prospekt soll die Tätigkeit desselben an das Auftreten resp. die Schwankungen der natürlichen elektrischen Erdströme und des mit denselben in Verbindung stehenden vertikalen Erdluftstromes gebunden sein, daher dieser Apparat unterirdische Wasserläufe nur in denjenigen Stunden anzeigt, in welchen die Schwankungen der Erdströme vorzugsweise auftreten, was den Erfahrungen zufolge hauptsächlich in der Zeit von 9 Uhr vormittags ■ bis 8 Uhr nachmittags der Fall ist.

Der Hauptbestandteil dieser „Quellenfinder" besteh*, aus ein*w ’Wgnet-nadel, welche auf die durch unterirdisch fließendes Wasser verursachten Schwankungen der in den oberen Erdschichten vorhandenen elektrischen Erdströme, mit welchen ein Austausch von Elektrizität zwischen Atmosphäre und Erdboden in Verbindung steht, reagiert.

Diese in einem Holzkasten montierte Magnetnadel soll nun unterirdisch fließendes Wasser anzeigen, indem entweder die Nadel sofort oder nach einiger Zeit mehr oder weniger rasche Schwingungen ausführt, welche zumeist 2 bis 10 Grad, in einzelnen Fällen sogar 50 Grad und darüber betragen sollen, oder aber indem die Nadel binnen weniger als einer Minute oder binnen mehreren Minuten, also in ganz kurzen Zeiträumen, ihre Einstellung auf der Skala des Apparates bald östlich, bald westlich verändert und zwar oft nur um 1 Grad.

Wenn der auf einem dreibeinigen Stativ ruhende Kasten mit der Nadel senkrecht über dem unterirdischen Wasserlauf aufgestellt ist, so schwingt die Nadel hauptsächlich symmetrisch zu ihrer Ruhelagenstellung.

In einer Gebrauchsanweisung erscheinen noch eine Reihe weiterer notwendiger Beobachtungen angegeben.

Dieser Apparat wurde außer von dem Ingenieur Lo wo sitz insbesondere von dem Universitätsprofessor Dr. Gockel in Freiburg (Schweiz) wissenschaftlich untersucht und begutachtet.

Aus diesem Gutachten ist insbesondere hervorzuheben, daß die Versuche von Quinche und Bachmetjew über Diaphragmenströme ergeben haben, daß die Intensität der Erdströme dort zunehmen muß, resp. daß Erdströme entstehen müssen, wo Wasser durch lockeren Boden fließt.

Die Versuche von Bachmetjew speziell haben noch ergeben, daß die Intensität der Erdströme Null wird, wenn der Boden durch Niederschläge angefeuchtet ist, was auch beim Schmidschen Apparat beobachtet wurde.

Eine Reihe von Versuchen hat ferner nachgewiesen, daß die Intensität der Erdströme häufigen Schwankungen unterworfen ist, 'welche auf die Nadel des Galvanometers in gleicher Weise einwirken, wie auf die Nadel des Schmidschen Apparates, und daß nicht die konstanten Abweichungen der Apparatnadel, sondern nur eigentliche Schwingungen derselben das Vorhandensein von unterirdisch fließendem Wasser anzeigen.

Weiter erscheint es nachgewiesen, daß ein Zusammenhang zwischen der Intensität der Erdströme und dem Potentialgefälle, welches bei Wolkenbildung kleiner wird, besteht und auch der Schmidsche Apparat bei starker Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Bewölkung in seiner Tätigkeit beeinträchtigt wurde. Dieser Apparat funktioniert im W'alde gar nicht, weil in demselben das Potentialgefälle sehr klein ist.

Um bezüglich der Ergiebigkeit einer Quelle annähernde Grenzwerte zu finden, müssen tunlichst viele Messungen in verschiedenen Jahren und Jahreszeiten vorgenommen werden.

Die Quantitätsbestimmung kleinerer konzentrierter Quellausflüsse kann mittels geeichter Gefäße am genauesten bestimmt werden, die größerer offener Quellzuflüsse mittele Überfall erfolgen (siehe I. Band dieses Hand-buehes-Hydromeirie). Als Ergänzung diene noch die nachstehende Formel von Frese für freie Überfälle (Ponceletüberfälle); für Poncelet-Überfälle nach der allgemeinen Formel Q = fx . b . h 2g h wird, wenn es sich um sehr genaue Messungen handelt, der Wert für /x nach Frese anempfohlen:

(X —

CM CO

worin

(l+ 0,25(-|] + ?' (4) j<

fx₀ = 0,5755

0,017

0,075

und

h -j- 0,18 b -)- 1,20

£' = 0,025

0,0375

(jJ+0,02

wobei der Überfall ein völlig freier (vollkommener) sein muß und die Zuflußbreite B nicht gleich oder nur um weniges größer, als die Überfallbreite b sein darf. Die Überfallhöhe h ist an einem 2—3 m vom Überfall entfernt liegenden Pflocke, dessen Oberkante mit der Überfallkante gleich hoch einnivelliert wird, abzulesen.

t bedeutet die Wassertiefe vor dem Überfall.

Die Richtigkeit dieser Formel weist nachstehender, 1908 von mir selbst durchgeführter Versuch nach:

B = 0,95 m b = 0,25    „

h = 0,102 „ /= 0,702 „

war............

die Überfallhöhe betrug............

und die Tiefe des W'assers vor der Überfallöffnung

der Meßkasten hatte eine Breite die Überfallbreite

Das Überfallquantum betrug nach mehrmals genau durchgeführten, mittels geeichter Gefäße vorgenommenen Messungen Q = 14,1 sL

¹

Quellfassungen.

²

Vom Standpunkte des Hydrotechnikers können die meisten Quellen als Austritte des Grundwassers angesehen werden, welches dort, wo die wasser

³

haltende Liegendschichte zutage tritt, zum Ausflusse gelangt. Diese Definition bezieht sich jedoch nur auf Quellen, welche nicht durch Felsspalten, Klüfte oder Gänge alimentiert, sondern durch das in einer Schotter- oder Sandschichte fließende Grundwasser gespeist werden oder Grundwasserquellen betreffend. In neuerer Zeit finden wir in der Literatur sowie gelegentlich wissenschaftlicher Vorträge über die Karsthydrographie lebhafte Diskussionen geführt über die Definition „Grundwasser“ bedingt durch die Annahme seitens einzelner Geologen, daß auch im Kreide-

Nach Frese ist £' = 0,939, und fx₀ = 0,5842,

somit [x — 0,3973, also Q = 0,3973 . b. h~\[ 2g h Q = 0,3973.0,0255.1,415 Q = 0,0143 m³

oder Q = 14,3 sl-

während die Berechnung nach Kinzer Q <= 15,3 sL, also einen um ca. 8 °/0 großem W⁷ert ergibt.

= 0,3973, genau das

Nach Lebros resultiert für a = 0,381 -|- 0,062

war.

gleiche Q = 14,3 sl- wie nach Frese. Wohl ist hier zu berücksichtigen, daß im vorliegenden Versuch die Überfallöffnung in Holz ausgeschnitten während bei den Versuchen von Kinzer Zinkblech verwendet wurde (siehe die Versuchsresultate auf Seite 141, I. Band dieses Handbuches).

Insbesondere wird die geringste Ergiebigkeit der Quelle in Betracht zu ziehen sein, welche in unseren Gegenden mittlerer Seehöhe zumeist in den Anfang des Herbstes (September und Oktober) und das Ende des Winters (Februar) vor Beginn der Schneeschmelze fällt. Anders verhält es sich bei Quellen im Hochgebirge, deren Infiltrationsgebiet in die Schneeregion fällt, oder wo überhaupt die Schneedecke lange liegen bleibt und die Schmelze erst in den Sommer fällt. Eine Ausnahme bilden auch die bereits besprochenen Quellen im Karstgebiete und ähnlichen von Höhlenbildungen durchsetzten Formationen. Liefert die Quelle mehr als den notwendigen Bedarf oder erscheint der letztere wenigstens immer gedeckt, dann wird die Quelle als solche ohne weitere Sammelanlagen gefaßt werden können; im anderen Falle muß eine entsprechende Vermehrung des abzufassenden Wasserqantums durch Erweiterung, Tieferlegung, Sammelstollen, Sickerkanäle etc. angestrebt werden, insoweit eine solche mit Rücksicht auf die geognostische Beschaffenheit überhaupt zu erzielen möglich ist.

Die bauliche Konstruktion dieser Anlagen zerfällt in zwei Hauptgruppen:

a)    die eigentliche Sammelanlage,

b)    die Quellenstube (bei größeren Ausmaßen Wasserschloß genannt).

Tritt die Quelle nur an einem Punkte (konzentriert) zutage, so entfällt

eine Sammelanlage und wird nur die Quellenkammer oder die Quellenstube zu bauen sein. Je nachdem der Austritt der Quelle von unten oder seitwärts erfolgt, wird sich auch danach die bauliche Durchführungsart richten; weiter wird die Fassung eine Änderung erfahren müssen, je nachdem die Quelle aus Felsenspalten oder einer wasserführenden Schotter- oder Sandschichte entspringt. Ist das Quellwasser, an verschiedenen Orten austretend, zu sammeln, so muß eine separate Sammelanlage angelegt werden. Dieselbe kann aus einem System von einfachen Drainageröhren, besser gelochten Steinzeugröhren, aus gemauerten Sickerkanälen oder aus Sieker- oder Sammelstollen oder endlich auch aus Sammelbrunnen bestehen. In nachfolgenden Figuren sollen nun einige der wichtigsten Typen von Quellfassungen vorgeführt werden, wie solche bei den vom Verfasser projektierten und durchgeführten zahlreichen Wasserversorgungen von Ortschaften und Städten zur Durchführung gelangten.

i. Felsquellen.

Figuren 3—5 zeigen im Längenschnitt und Grundriß die Fassungen von Quellen, welche an einem Bergabhange austreten. Mittels eines Schlitzes wurde der Quelle nachgegangen und das Terrain bis zum gesunden anstehenden Fels aufgedeckt. Das in Fig. 3 aus einzelnen unmittelbar nebeneinander liegenden Felsspalten hervorquellende Wasser wird durch eine in den beiderseitigen Felswänden eingebundene, in Portlandzementmörtel her-

5*

gestellte kleine Staumauer (0,16—0,80 m stark) abgedämmt, an welche Mauer sich eine kleine, 45/45/50 cm oder 60/60/50 cm weite Quellkammer anschließt, welche mit einer Deckplatte bedeckt ist und deren 8 bergseitige Mauern mit Schlitzen versehen sind. Aus diesem Objekt führt eine Eisen- oder Tonrohrleitung das Wasser der tiefer gelegenen Quellstube zu, in welche event. noch andere derartige Leitungen einmünden. Die Quellkammer wird mit größerem

fr'

= T-

-*r

mm

Längenschnitt.

Grundriß.

Fig. 3. Einfache Quellfassung.

Geschiebe, Schotter und dergl. bedeckt und der andere Teil des Schlitzes sodann wieder angeschüttet. Ein mit einer Nummer versehener Markstein bezeichnet nachträglich oberirdisch die Lage dieser Quellfassung. In Fig. 4 (Grundriß) liegen die Quellspalten schon weiter voneinander und wird daher die Quellsammelanlage aus einem Saugkanal in Verbindung mit einer oder

l³ ri

wm£

Längenschnitt.

Fig. 4. Quellfassung mit Vereinigungsschacht,

zwei kleinen Quellkammern und einer wasserdicht gemauerten Vereinigungskammer (Schacht, Akkumulator) bestehen, wobei durch Staumauern ein Umlauf des Wassers verhindert und der Eintritt in den Saugkanal durch bergseitig im Mauerwerk ausgesparte Schlitze ermöglicht ist. Fig. 5 zeigt eine etwas abweichende Form einer solchen Quellfassung, wobei der Saugkanal des großen Gefälles wegen abgetreppt angeordnet erscheint. Aus dem 0,45/0,45/0,60 m weiten Vereinigungsschacht wird das gesammelte Quellwasser durch eine 40 mm weite Gußrohrleitung der Quellstube zugeführt.

Fig. 6 a—e zeigt die Fassung einer Quelle, welche zur Versorgung einer mährischen Stadt dient. Diese dem Pläner (Kreideformation) bezw. der auf dem Quadersandstein liegenden Grünsandsteinschichte entspringende

Grundriß.

Quelle wurde zu Anfang des vorigen Jahrhunderts durch einen kurzen Stollen aufgeschlossen, welcher seitdem einstürzte, wodurch die bei B ersichtliche Terrainmulde entstand, welche später nach erfolgter Fassung der Quelle (1896) mit Steinen ausgefüllt, mit einer Tegel-(Letten-) Anstampfung gedeckt und überdies durch Pflaster oder Rasenbekleidung auf der Terrainoberfläche gegen das Eindringen von Tagewasser geschützt wurde. Ein Teil des alten Stollens ist aus dem Längenschnitt b und dem Grundriß c zu ersehen. Die Fassung der drei Austrittsstellen der Quelle aus Spalten des Plänersandsteines erfolgte durch gelochte Steinzeugrohre, d = 150 mm. Die Hohlräume der Felsnischen wurden sorgfältig mit reinen Bruchsteinen ausgeschlichtet. Das Wasser sammelt sich in einem 4 m langen, 0,60 m weiten und 0,90 m hohen, aus Beton hergestellten gewölbten Sammelkanal, welcher zur Sicherung gegen Druck der darüber liegenden hohen Anschüttung sehr kräftig dimensioniert erscheint; er ist in der Mitte mit einer Kontrollöffnung, welche mit einer Steinplatte gedichtet ist, versehen.

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j« 070

Grundriß.

Längenschnitt.

Fig. 5. Fassung von 2 Quellen mit einer Vereinigungskammer.

weite Steinzeug-

mm

Aus Sparsamkeitsrücksichten wurde die Herstellung eines neu zu mauernden Zugangstollens unterlassen. Durch eine 200 rohrleitung, welche zum Schutze in einen aus Ziegelmauerwerk hergestellten Deckeldurchlaß (85/40 cm) gelegt wurde (siehe Fig. 6e), wird das Wasser der in nächster Nähe gelegenen Quellenstube (Quellenhaus) zugeführt. Fig. 6 a stellt den Längenschnitt durch den Sammelkanal mit der Ansicht der Böschungsversicherung, d den Querschnitt dieses Kanales dar.

von

Eine andere Art der Fassung von Felsenquellen wird durch Fig. 7 veranschaulicht, welche dem Projekte der Trink Wasserleitung für die Stadt Brünn (Mähren) entnommen ist, das, in den Jahren 1889-—1896 vom Verfasser ausgearbeitet, der Gemeinde vorgelegt wurde. Die in Aussicht genommenen, 60 km von Brünn gelegenen Quellen des Kreidegebietes Brüsau-Mußlau würden in verschiedener Weise zu fassen sein. Speziell die auf einer Strecke ca. 100 m lokal nebeneinander auftretenden Quellen von Brüsau (Q = 100 sl.) würden einzeln zu fassen und durch einen Sammelkanal in das in der Nähe projektierte Wasserschloß zu führen sein. Die in Fig. 7 gezeichnete Quell

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e) Grundriß.

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b) Längenschnitt C D.

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a) Längenscbnitt AB.

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d) Querschnitt durch den Beton-Sammelkanal.

Fig. 6. Quellenfassung und Quellenstube.

e) Querschnitt durch den Rohr-Ableitungskanal.

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Quelle 6.

QUERSCHNITT EF.

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Fig. 7. Fassung der obersten Brüsauer Bahnhofquellen (Projekt Brünn).

fassung bezieht sich auf einen Quellaustritt, welcher derartig zu fassen ist, daß gleichzeitig die direkte Schöpfung des Wassers mittels Gefäßen ermöglicht werden soll, da diese Quelle seit jeher von den in der Nähe wohnenden

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Längenschnitt.

Querschnitt.

Fig. 8. Quell-Sammelkanal im Stollen.

Personen zur Deckung des Trinkwasserbedarfes verwendet wird. Hierbei muß jedoch die Möglichkeit jeder eventuellen Verunreinigung ausgeschlossen bleiben.

Wie aus dem Grundriß zu er

ms

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Letten

1'

sehen ist, werden die nebeneinander liegenden Quellaustritte Nr. 6, 7, 8 und 9 durch einen gewölbten Kanal a b verbunden. Das hier gesammelte Wasser tritt bei c in den Beton - Sammel-

p' N ts

lli!

m

eiförmigen kanal c d ein, dessen linke

Wand m verlängert, die Schieberkammer s abschließt.

Bei geöffnetem Schieber s wird durch eine eiserne Rohrleitung das durch Treppen zugängliche offene Wasserbassin f in dem Maße der Entnahme stets nachgefüllt werden, ohne daß eine Verunreinigung des Quellwassers in dem Sannnelkanal möglich ist. EineeventuelleBedienung des Schiebers s kann durch den versperrten Einsteigschacht e erfolgen. Das Plateau der Quellfassung liegt 1 m über dem höchst gelegenen Hochwasserspiegel.

Tritt das W⁷asser nicht konzentriert aus einzelnen größeren Steinspalten auf, sondern sickert dasselbe mehr oder weniger gleichförmig aus dem durchlässigen Gestein aus, dann kann die Ergiebigkeit der Quelle durch einen Sammelkanal vermehrt werden, welcher entweder in einem von Tag aus

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o°cC 0°i [ TroVenmauerwerk

Susswa s • rserl<oJk

Fig. 9. Quellfassung mit Schacht.

ausgehobenen tiefen Graben oder in einem bergmännisch vorgetriebenen Stollen hergestellt wird. Erfolgt der Austritt des Quellwassers nur auf einer Seite, dann werden auf dieser Schlitze in die bergseitigen Widerlager des Deckeldurchlasses oder gewölbten Kanales gelassen, das talseitige Widerlager hingegen wasserdicht in Zementmörtel gelegt.

In Fig. 8 sind beiderseits Schlitze belassen, da in diesem Falle das Quellwasser von beiden Seiten eintritt. Der übrig bleibende freie Stollenraum wird zumeist mit Steinen gut ausgeschlichtet, um ein Einstürzen zu verhindern.

Fig. 9 und 10 zeigen die Fassungen von lokal auftretendem Quellwasser in Basalttuff, welcher, überhaupt wasserdurchlässig, in seinen unteren Partien die wasserführende Schichte repräsentiert. Als undurchlässige Liegendschichte tritt hier eine schwache Lage von Grünerde auf, welche auf Süßwasserkalk auflagert. Die lokale Quelle in Fig. 9 wurde durch ein gelochtes glasiertes Steinzeugrohr T gefaßt, welches, auf einer Betonplatte B stehend, oben mit einem eisernen Deckel verschlossen ist. Der Zutritt des Wassers erfolgt durch eine Schlichtung von Trockenmauerwerk, auf welche ein Einsteigschacht aufgemauert ist, wodurch die Quelle jederzeit zugänglich gemacht erscheint. Durch die Leitung r findet das Quellwasser seinen Abfluß in einen Sammelschacht (Akkumulator) oder direkt in die Quellsammel-stube oder das Hochreservoir.

In Fig. 10 konnte, da die Quelle mitten auf einem Acker liegt, kein Einsteigschacht gemauert werden. Das gelochte Steinzeugrohr, das hier unmittelbar auf Felsen aufsteht und ringsum mit Schotter und Kies umschlichtet ist, wird durch eine Kappe D, welche ähnlich einem Endstöpsel (siehe später unter Fassonröhren) in die Muffe eingedichtet ist, wasserdicht abgeschlossen. Eine kleine Mauer m dient als Stauschwelle für das in der wasserführenden Schichte fließende Quellwasser und es ist gegen Verunreinigung von der Oberfläche aus für einen entsprechenden Abschluß durch Zementguß und Lettenstampfung gesorgt.

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Fig. 10. Quellfassung ohne Schacht.

2. Quellstuben.

Um die Ergiebigkeit und Reinheit der Quelle jederzeit leicht kontrollieren zu können, empfiehlt es sich, eine eigene Quellstube, Brunnenkammer, zu bauen, welche bei sehr kleinen Leitungen gleichzeitig die Stelle eines Hoch-

reservoirs vertreten kann. Größere Quellstuben pflegt man als Wasserschloß zu bezeichnen. Eine größere Quellstube, welche leicht zugänglich sein muß, soll einen Sandfang (Kammer für die Ablagerung des vom Wasser häufig mitgeführten feinen Sandes) besitzen, um die Rohrleitung vor Verschlämmung zu schützen, weiter die eigentliche Reinwasserkammer und endlich die Schieberkammer enthalten. Die letztere wird nur zu dem Zwecke gebaut, um die Schieber in dem wasserfreien Raume leichter untersuchen, teeren und schmieren zu können und das zu schnelle Rosten zu verhüten. Die bauliche Konstruktion einer größeren Wasserstube ist aus Tafel II zu ersehen. Ein Rohrstrang der Hauptzuleitung führt von hier zum Hochreservoir, welches in der Nähe der Stadt gelegen ist; die Rohrleitung ist durch einen Wasserschieber absperrbar und zur Verminderung der Kontraktion der Wasserstrahlen beim Eintritt mit einem sogen. Trompetenrohr (siehe Fassonröhren) versehen. Diesen Rohrstrang pflegt man etwas höher als die Sohle anzuordnen. Ein zweiter, kleinerer Rohrstrang im Niveau der Sohle der Reinwasserkammer dient zur Entleerung der Quellstube (bei notwendiger Reinigung), welche durch Öffnen des bezüglichen Schiebers erfolgen kann; in diese Leitung mündet unterhalb des Absperrschiebers die Uberfallleitung ein, welche das eine gewisse Höhe überschreitende überflüssige Wasser durch ein Trompetenrohr ü aufnimmt und durch die Entleerungsleitung abführt. Am Ende der Entlberungsleitung (Graben oder Bach) ist ein Auslaufobjekt, mit einer Froschklappe verschlossen, einzubauen. Die Kosten einer derartigen Quellstube belaufen sich auf ca. 3400 K. (2900 M.). Der in die Praxis eintretende Kulturingenieur kann aus nachstehendem Kostenvoranschlage die Art und Weise der Aufstellung derartiger Projekts-beilageri ersehen (siehe S. 75 und 76).

Auf Tafel III ist das Wasserschloß eines vom Verfasser projektierten und 1894 gebauten Wasserwerkes im Grundriß, Daraufsicht, Ansicht und 3 Schnitten abgebildet. Das Wasserschloß besteht aus 2 Reinwasserkammern (als Reserve bei Reinigung einer derselben) und einer mittleren Kammer, die, mit Schotter gefüllt, als Grobfilter funktioniert und den Zweck hat, das ohnehin stets klare Grundquellwasser wohl nicht zu filtrieren, sondern Sand und event. größere, durch die Sammelleitung gebrachte Sternchen etc. zurückzuhalten. Die aus den 2 Sammelgebieten kommenden höher gelegenen Rohrleitungen (Taf. III, Fig. 3 und 6) führen das Wasser in diese Grobfilterkammer ein, aus welcher es, vermittelt durch die anstoßende kleine Schiebekammer, durch Öffnen der Schieber sx oder s₂ (Taf. III, Fig. 6) in eine oder beide Reinwasserkammern eingelassen werden kann. Durch Öffnen der Schieber s3 oder s₄ kann das Wasser in die 300 mm weite Hauptzuleitung eingelassen und dem bei der Stadt 12 km weiter gelegenen Hochreservoir zugeführt werden. Durch die Schieber s₅ und s₆ kann eine Entleerung, durch die Überfallrohre uv u₂, us die Abführung des überschüssigen Wassers in den nahen Fluß bewerkstelligt werden. Hinter den Schiebern s₃ und s₄ sind in die Hauptrohrleitung 2 Luftröhren lx und l₂ eingebaut, deren Zweck in der später zu behandelnden mechanischen Einrichtung der Hochreservoire besprochen wird. Die Kosten dieses Wasserschlosses belaufen sich auf 15 400 K (13 000 M.).

Bezüglich der Ausführung der Quellenfassungen ist im allgemeinen noch zu bemerken, daß alles Mauerwerk in Zement auszuführen, daß Holz nicht einzubauen und Moos nicht als Fugendichtungsmaterial zu verwenden ist, soweit dieselben mit Wasser in Berührung kommen können. Eventuelles Trockenmauerwerk muß sehr solid geschlichtet werden, da es sonst später einstürzt. Gewölbungen etc. sind mit Zement oder Asphalt abzudecken, überhaupt ist der Eintritt von Tagewasser in die Quellstube hintan zu halten. Weiter soll das ursprüngliche Niveau des Wasserspiegels einer Quelle nie gehoben werden, wenn dieselbe aus Felsspalten kommt, da durch ein künstliches Aufstauen leicht ein unterirdischer anderweitiger Abfluß hervorgerufen werden kann, in welchem Falle die Ergiebigkeit der Quelle, statt durch die Fassung größer zu werden, unter Umständen bedeutend reduziert werden kann.

Vorausmafs und Kostenanschlag

für den Bau der Quellenstube (Taf. III).

Österr. Währung

Gegenstände

einzeln I zusammen

i. Erdarbeiten.

a)    Aushub, 4 m tief, in lehmig-erdigem Material .    57,2 m³

b)    Anschüttung und Stampfung

40

40,4 „

60

80 08 24    24

2. Maurerarbeiten.

a)    Sohlenpflaster aus prima Ziegeln, in Portlandzementmörtel gelegt, 0,30 m stark.....

b)    Ziegelmauerwerk in Portlandzementmörtel bis

zum Fundamentabsatz (Fußbodenhöhe) .    .    .    .

c)    Gerades Ziegelmauerwerk in hydraulischem Kalkmörtel (über Wasser)..........

d)    Gewölbemauerwerk aus Ziegeln in hydraulischem

Mörtel................

e)    Glatter Portlandzementverputz, bis Fußboden-1:2 ITT

f)    Feiner innerer Verputz (vom Fußboden aufwärts) mit hydraulischem Mörtel, 1:2, 0,02 m stark

g)    Rauher äußerer Verputz (über dem natürlichen Terrain) mit hydraulischem Mörtel, 0,03 m stark

h)    Gewölbeabdeckung in hydraulischem Kalkmörtelbeton, 1:6, 10 cm stark.........

i)    Herstellung der Fassade (Fugenschnitt etc.) .    .

k) Bruchsteinpflaster, trocken, in Sand......

höhe geschliffen,

0,05 m stark

(M

1—I    CM

32

134

40

O0 "o "o

32

20

24

35,8 m²

31,8 „

CC CO CO of cT t-T ^—I CM rH

40

448

440

103

179

31

30

41

33

20

80

90

24

60

90

Zu übertragen:

1551

36

Gegenstände

Übertrag:

1) Hackelsteinmauerwerk in hydraulischem Kalk (zum Teil Quadermauerwerk):

«) Profilierte Gesimsquader und Türstock.    .    . 3,73 m³

ß) Parapuet und Eingangsstufe

1,80 „

3. Zimmermanns-, Tischler- und Schlosserarbeiten.

a)    Fußbodenbelag aus Eichenholz, 0,05 m stark .    7,8 m²

b)    1 schmiedeeiserne Türe, 0,8 m breit, 1,7 m hoch, samt

Türkegel und Schloß..............

c)    1 schmiedeeisernes Oberlichtfenster, 0,8 m breit, 0,4 m hoch

d)    4 Stück Steigeisen samt Versetzen.........

4. Mechanische Ausrüstung.

a)    Schieber, d — 150 mm ^ samt Handrad ... 1 Stück

„    d — 100 mm / und Spindel .... 1    „

b)    Appretierte Fassonröhren, diverse, zu liefern loko Baustelle :

d = 150 mm = 2,5 lfd. m . . . d = 100    „

= 5,5 „    „

. = 120

. = 150 2,7 M.-Ztr.

Dichten der Muffen in Hanf und Blei, af = 150 mm 1 Stück

d= 100 „

d= 150 „

d=* 100 „

Flanschendichtungen

H CO D CO

Einmauern der Rohre.......... „

c)    Normale Gußmuffenrohre, d = 100 mm, für die Entleerungs

und Überfallleitung, Gesamtlänge 80 lfd. m 19,60 M.-Ztr. Transport zur Verwendungsstelle ....    19,60    „

Aushub des Rohrgrabens, Legen und Dichten der Rohre

in Hanf und Blei, Wiederanschütten und Stößeln (d = 100 mm), 80 lfd. m .

d)    Auslaufobjekt:

Erd- und Maurerarbeiten Fassonrohr samt Froschklappe

|nachDetailrechnung| ^ ^

5. Planierarbeiten, Besamen der Böschungen und diverses Unvorhergesehenes, pauschaliter............

Summe:

Österr. Währung

einzeln

zusammen

1551

CO T* CO tH

CD

CO

I K) GO

OO CH

130

78

30

22

O O (M CO CO (M

130

78

30

30

86

96

40

80

I -3 CT« 00 03 | I CO GC o O I

431

224

60

134

3400

00 CO O

Auch ein zu starkes Tieferlegen des Auslaufes ist tunlichst meiden, da hierdurch eine zu rasche Entwässerung eines event. vorhandenen unterirdischen Ausgleichs-Quellsammelbeckens erfolgen kann.

zu ver-

Sammelröhren und Kanäle legt man mit ihrer Oberkante mindestens

1,5 m unter Terrain. Wo dies nicht überall möglich, muß durch eine entsprechend hohe Anschüttung die Überdeckung geschaffen werden. Das gleiche gilt bei den Brunnenstuben. Die Geschwindigkeit des Wassers in allen Druckleitungen soll zur Vermeidung hydraulischer Stöße vmax. = 1 m pro Sekunde nie übersteigen. Endlich soll für eine Ventilation größerer Brunnenstuben und für die Möglichkeit der Sedimentierung mitgeführten Sandes etc. gesorgt werden.

II. Sammelanlagen für Grundwasser.

Für den bedeutenden Wasserbedarf großer Versorgungsgebiete werden wohl nur in selteneren Fällen Quellen von ausreichender Ergiebigkeit zur Verfügung stehen, und wird der Ingenieur daher angewiesen sein, diesen Bedarf einem Grundwassergebiete zu entnehmen, falls ein solches in bezug auf Qualität und Quantität in der Nähe der zu versorgenden Ortschaften überhaupt vorhanden ist. Das Vorhandensein von Grundwasser setzt immer die Existenz einer eigenen wasserführenden Schichte, die gewöhnlich aus Schotter und Sand besteht, voraus.

Bevor an die Besprechung der hierzu notwendigen Sammelanlagen herangetreten wird, sollen früher einige Bemerkungen über die Bildung des Grundwassers vorausgeschickt werden, gleichzeitig als eine Ergänzung der im I. Bande dieses Handbuches bereits hervorgehobenen Daten.

Das Grundwasser, einen Teil des in die allgemeine Kategorie des Untergrundwassers gehörigen unterirdischen Bodenwassers bildend, tritt in verhältnismäßig geringerer Tiefe unter der Erdoberfläche, der Talsohle breiterer Niederungen in den Ablagerungsschichten der jüngsten Geologischen Formationen, meist aus Schotter und Sand bestehend, auf und bewegt sich in dieser Schicht mit wenn auch äußerst geringer Geschwindigkeit talabwärts und gravitiert schließlich in einen Rezipienten, zumeist einen offenen Wasserlauf oder einen See.

Rücksichtlich der Bildung und Speisung dieses Grundwasserstromes herrschen zweierlei Ansichten vor, welche als Infiltrations- und als Konden

sationstheorie bezeichnet werden können.

Nach der Infiltrationstheorie, welche auch heute noch durch die meisten Hydrotechniker, insbesondere die in der Praxis stehenden W asser-versorgungs-Ingenieure vertreten wird, erfolgt die Bildung und Speisung des Grundwasserstromes durch Einsickern der atmosphärischen Niederschläge in den Untergrund bis zu einer wasserundurchlässigen Schichte bergmännisch

— auf welcher es sich anstaut und

wasserhaltende Schichte genannt talabwärts fließt.

Die Sickerwassermengen schwanken außerordentlich und hängen in erster Linie von der Niederschlagshöhe, der Entwässerungstiefe, der Bodenart,

dem Terraingefälle, dem Klima

also der Verdunstung, Temperatur und

Feuchtigkeitsgehalt der Luft, den Jahreszeiten und insbesondere auch von der Art der Bodenbedeckung ab.

Im unbedeckten kahlen Boden steigen und fallen die Sickerwassermengen mit den Niederschlagsmengen, sind umso größer, je geringer die Verdunstung und Wasserkapazität des Bodens und je größer dessen Durchlässigkeit ist.

Rücksichtlich der Bodenbedeckung spielt hier die Rückhaltung des Waldes eine nicht unbedeutende Rolle.

Nach den Beobachtungen von Seckendorff, die während eines dreitägigen Landregens von 52,6 mm Höhe angestellt wurden, gelangten in Prozenten der auf die Baumkronen gefallenen Regenmengen auf dem Boden selbst

S' R R

O B H QO* oi rt“ CO CO CO CO

bei Buchenbestand bloß „ Eichenbestand „

„ Ahornbestand „

„ Fichtenbestand „

d. h. die Laubbäume führten doppelt soviel Wasser dem Waldboden zu, als das Nadelholz, welches Verhältnis noch mehr vor ihrer Belaubung im Frühjahre und im Winter hervortritt. Nach Ebermayer gelangen im allgemeinen bei Waldland nur 75 °/₀ der ombrometrischen Regenmengen auf den Erdboden, während 25 °/₀ in den Baumkronen zurückgehalten, dort wieder verdunsten und zum Teile von den Pflanzen aufgenommen werden.

Im speziellen hat Ebermayer gefunden, daß durch die Kronen der Fichtenbäume im Walde 26°/₀ der Niederschläge zurückgehalten werden, während bei Laub holz nur 20—22 °/₀ der Regenmenge nicht auf den Erdboden gelangt.

68 °/₀

72    „

73    „ 75 „

„ Winter . .

auf die Niederschläge, welche auf den Erdboden gelangen, nach welchen Versuchsresultaten somit pro Jahr im Mittel nur 72 °/₀ resultieren, also 28 °/0 in den Bäumen zurückgehalten werden.

Für Kieferbestände speziell hat Ebermayer 38°/₀ Retention gefunden.

Selbstverständlich werden diese Verhältniszahlen mit dem Standorte, dem Bestandalter, der Dichte des Waldbestandes, der Intensität und Dauer der Niederschläge, der Intensität und vorherrschenden Richtung der Winde etc. wechseln.

Rücksichtlich des Einflusses des Bestandsalters und der Dichte wurden unter anderen im Ursprungsgebiete des Wsetiner Betschwaflusses in Mähren einige Messungen durchgeführt und fand Johnen in Groß-Karlowitz (Seehöhe 711 m) im August 1874 nachstehende Prozentverhältnisse der auf den Erdboden gelangenden Niederschlagsmengen in verschieden alten und gemischten Waldbeständen.

Es schwankten also die Prozente der im Walde zu Boden gelangten Niederschlagshöhen bezw. -Mengen im Nadelholz zwischen 36,5 und 50,3 °/₀, im alten Laubholzbestand gelangten 70 °/₀ der ombormetrisch im Freien gemessenen Regenhöhen zu Boden.

Die Untersuchungen von Erlenmayer und Otzotzky haben ergeben, daß der Wald dem Boden die meiste Feuchtigkeit entzieht und speziell zur Speisung des Grundwassers am wenigsten beiträgt, daß ferner der Grundwasserspiegel bei horizontaler Lage des Waldbodens tiefer liegt, als im benachbarten Freiland. Es geschieht daher der beabsichtigte Schutz für die Qualität des Grundwassers durch die Bewaldung nur auf Kosten der Quantität desselben.

mm

mm,

Waldbestandesalter und Kulturgattung

Niederschlagshöhen in mm

Es

im Wald

im Freien

gelangten zu Boden in °/₀ der Regenhöhe

Im 30jähr. nicht durchforsteten gemischten Fichten- und Tannenbestand (Mischung 2:1) Desgl. im 20jähr. Bestand (August 1875).    .

Im 40—50jähr. durchforsteten gemischten Fichten- und Tannenbestand (Mischung 3:1) Im 80—lOOjähr. gereinigten Fichten- und Tannenbestand (Mischung 2:3)    .    .    .    .

Im 100—120jähr. gereinigten Buchenbestand

43,94

55,74

60,56

77,28

120,40

120,40

120.40

110.40

crq cq^O crT cT    crT    cT cT

CO    t+i    iO t>

Hingegen beeinflußt der Wald die Menge der ombrometrisch gemessenen Niederschläge bekanntermaßen wieder im günstigen Sinne. So wurde beispielsweise nach den 1878 durch Fautrats vorgenommenen Messungen gefunden, daß, während über dem Laubwald 775 mm Regenhöhe gemessen wurde, diese im Freien nur 756 mm betrug, daher der Laubwald 19 = 2,4 °/₀ mehr Niederschläge aufwies, während über dem Fichtenwald 774 mm, im Freien bloß 728 mm gemessen wurden, also beim Fichtenwald 46 nahezu 6 °/₀ mehr als im Freien konstatiert wurde, wobei der Einfluß des Waldes im Sommer und Herbst sich am größten, im Winter hingegen gleich

Null ergab.

Was nun den Einfluß der verschiedenen Bodengattungen auf die Sickerwassermenge anbelangt, so versickerten nach den von Wo 11 ny (München) innerhalb der Zeitperiode 1875—1893 durchgeführten Lysimeterversuchen bei 0,50 m Tiefe in den Monaten Mai bis inklusive Oktober 1875 von der

gefallenen ombrometrischen Regenmenge:

bei Sandboden kahl.....

mit Grasdecke .

„ Lehmboden kahl.....

mit Grasdecke .

„ Torfboden kahl.....

mit Grasdecke .    .

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lO ^ CO CD H CO

iS

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und betrugen nach den Versuchen in den Jahren 1887-—1893 die Sickerwassermengen, auf die einzelnen Quartale verteilt, in Prozenten der Regenmengen:

Bodenbedeckung

Frühling Sommer Herbst Winter

Fichten ohne Streudecke Fichten mit Streudecke .

Birken........

Grasland.......

Nackter Boden .    .    .    .

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Die in den Jahren 1886 und 1887 von Ebermayer angestellten Versuche resp. Untersuchungen ergaben bei einer Jahresregenhöhe von 958 bezw. 634 mm nachstehende geringe Prozente an Versickerungsmengen:

1886    1887

Es versickerten durch den mit Moos bedeckten Boden

M bD OO Oi

'or "cd "bi lo

in Prozenten der Regenmenge.......

durch vegetationslosen Boden........

im Buchenwaldboden...........

im Fichtenwaldboden............

Diese Versuche, welche nicht mit Lysimetern, sondern im Großen durchgeführt wurden, geben Werte, welche auch direkt auf die Praxis übertragen werden können, während die andern Daten keine absoluten, also direkt verwendbaren Werte repräsentieren, sondern nur zur allgemeinen Beurteilung vergleichsweise, also als relative Werte dienen können.

Obige Ebermayersche Zahlenwerte stimmen auch mit dem Resultat überein, welches ich gelegentlich des Baues einer großem Grundwmsser-Sammelanlage für die Wasserversorgung der Stadt Teschen in Schlesien gefunden habe.

Das meist bewmldete Niederschlagsgebiet betrug 21 km², die mittlere Jahresregenhöhe 830 mm, das Gebirgsmassiv, ziemlich durchlässiger Karpathensandstein, in Seehöhen bis 1000 m, die Sammelanlage in den Alluvionen der Talsohle in 370 m Seehöhe gelegen.

Die jährliche Regenmenge betrug 17430000 m³,

die jährliche Grundwasserabflußmenge, in der Sammelanlage gemessen, 536000 m³.

io-

Es ergab sich somit eine mittlere jährliche Abflußquote von 3 °/₀. Die mittlere monatliche Abflußquote betrug hierbei: Januar 5 °/₀, Februar

4,6 °/₀, März 4,7 °/₀, April 3%, Mai 2,7 °/₀, Juni 3,7 °/₀, Juli 1,2 °/₀, August 1,9 °/₀, September 3,4°/₀, Oktober 4,5 °/₀, November 6,3 °/₀, Dezember 8,1 Iin Jahresdurchschnitt also 3 °/₀, oder für die Quartale:

Winter (Dezember, Januar, Februar) rund .    .    6 °/₀,

CO Ol

Wird berücksichtigt, daß durch die gebaute Sammelanlage (gelochte Steinzeugrohrleitungen) keine vollständige Absperrung des Grundwasserdurchflußprofiles bewirkt wurde, so kann für diesen Fall eine Abflußquote pro Jahr von 5% der mittleren Jahresregenmenge angenommen werden.

Versickerung gelangenden

zur

Im allgemeinen dürften von den Wasserquantitäten 5—20°/o der Jahresregenmenge durchschnittlich für Speisung der Quellen und Erhaltung des Grundwasservorrates zu rechnen sein.

Zur annähernden Feststellung des Verhältnisses zwischen der Niederschlagsmenge und der Sickermenge sind insbesondere auch in England langjährige Versuche angestellt worden, so 1875—1900 auf der Versuchsfarm Rothamsted, von Dickinson und Evans 1835—1875 und von Greaves 1851—1875, sowie endlich von Latham bei der Stadt Croydon 1879—1908, wobei die ersteren Versuche in Rothamsted und Latham insoweit von größerer Bedeutung sind, als sie mit gewachsenem, unbebautem Lehmboden ausgeführt wurden. (Siehe die Aufsätze Prof. Luedeke-Breslau im „Kulturtechniker“ 1906 und 1909.) Bei den Versuchen in Rothamsted wurde unter anderem auch konstatiert, daß die kleinen Regenmesser (d = 8 Zoll) weniger Regenhöhe aufwiesen, als die nebenstehenden größeren Regenmesser und Lysimeter (d = 0,61 m²) und zwar betrug der Unterschied in den einzelnen Monaten 9—17 °/₀ und im Jahre 9,8 °/₀.

Die Resultate (Versickerungsmengen resp. Höhen in Prozenten der Regenhöhen) sind in nachstehender Tabelle zusammengestellt, wobei:

R schwerer glacialer Lehm von Rothamsted (Brache) und nach Versuchen Lanthams,

Z.x beraster kalkig sandiger Boden der Kreideformation mit Untergrund,

Z,₂ kiesiger Wiesenboden (Alluvium) bedeutet.

(Siehe die Tabelle auf S. 82.)

Außerdem wurde grober Filtersand auf seine Durchlässigkeit geprüft und zeigte sich, daß im Mittel der Jahre, sowohl im Winter wie im Sommer, die Sickerwasser-Mengen beim groben Sand am größten waren (74—92°/0 der Regenhöhe). Der schwere Lehm (R) liefert im Jahresmittel nur die Hälfte des Sandes (38-—52 °/₀).

noch wenig gesteigert werden.

Im Winter bildet sich im Lehm aus den gleichen Regenmengen viel mehr Sickerwasser, als im Jahresdurchschnitt, während die an und für sich schon großen Sickermengen im groben Sand nur

Im Sommer treten diese Unterschiede viel markanter hervor, da bei 200 mm Regenhöhe der Lehm nur 0,5 °/₀, der Sand hingegen 74 °/₀ Sickerwasser lieferte.

Bei zunehmender Niederschlagshöhe steigen die Sickerwassermengen im Lehmboden sehr rasch, die des Sandbodens nur wenig, so daß bei 500 mm Regenhöhe die Sickerwassermengen beim Lehmboden schon 41 °/₀, beim Sandboden hingegen bloß 78 °/₀ betrugen.

Aus der Tabelle ist endlich zu ersehen, daß in sehr trockenen Sommern Lehmboden in Brache weniger Sickerwasser lieferte, als die mit Gras bestandenen Kalkböden; bei steigender Regenmenge wird aber dann die Sickermenge bald ebenso groß und gößer, als die der bebauten Böden.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Baud.    ®

Tabelle der Sickerwasserprozente bei verschiedenen Regenhöhen

nach den Versuchen in Rothamsted (R) und Latham (L).

Höhe des Niederschlages in Millimeter

Kultur

Beschreibung

500| 600} 700[800j 900[ 1 OOP) |500[6001700j8001900¹1000

des

des

Es entfielen an Sickerwasserhöhen

Bodens

Bodens

in Millimeter

in Prozent des Niederschlages

im Jahr (September bis August)

Brache

Grasland

Lehmboden (R) . .    .

Kalkboden (LJ . . . Kiesige Wiese (L₂) . .

190

270

340

420

500

570

38

44

49

52

55

190

250

300

350

400

39

41

42

44

45

180

240

290

340

400

36

39

41

43

44

Im Winter (September bis Februar) Millimeter Regenhöhe

200 I 300 | 400 5001 6001 200 | 300 | 400 500 600

Brache

Grasland

Lehmboden (R) . . . Kalkboden (Li) . .    .

Kiesige Wiese (L₂) . .

90

75

80

200

Im Sommer (März bis August) Millimeter Regenhöhe 400 I 500 6001 200 300 I 400 500 I 600

*■ h-*■

CS Ol

300

Brache

Grasland

ff

Lehmboden (R) . .    .

Kalkboden (LJ . . . Kiesige Wiese (LJ . .

70

140

210

20

20

80

70

150

110

210 270 150 190

0,5 23 9    27

12 22

y-1 <N o

CO

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I iO O] I CO

Im Mittel von 80 Beobachtungsjahren betrug die jährliche Regenhöhe 650 mm; hierbei sickerten im Kalkboden 275 mm und im Wiesenboden 262 mm ein, entsprechend 42,6 und 40,6 °/₀ der Regenmenge.

Die Menge des versickerten, das Grundwasser speisenden Meteorwassers hängt aber außer den früher erwähnten Faktoren insbesondere auch von der Wasserkapazität des Untergrundes ab, und zwar von der absoluten oder kleinsten Kapazität zum Unterschiede von der maximalen Wasserkapazität, welche erst dann erreicht wird, wenn sämtliche Poren des Bodens mit Wasser erfüllt sind, also gleichkommt dem Porenvolumen des Bodens.

Dieses letztere schwankt sehr bedeutend und beträgt z. B. beim Granit 0,05—0,90°/₀, bei Tonschiefer 0,50—0,70 °/₀, bei Sandsteinen 0,6—40 °/₀, bei Kalkstein 15—82 °/₀, bei Kies unter 7 mm Korngröße 37 °/₀, bei grobem Sand (2 mm Korngröße) 36 °/₀, bei mittlerer Sandkorngröße (1 mm) 40 °/₀ und bei feinem Sand (0,25—0,35 mm) 42 °/₀, bei Torf hingegen bis 80°/o.

Am geringsten ist also das Porenvolumen und damit der Grad der Wasseraufnahmefähigkeit bei Graniten, kristallinischem Marmor, Ton- und Kieselschiefern und dichten Sandsteinen, in denen sie weniger als 10 cm³ in 1 dm³ beträgt. In lockeren Sandsteinen beträgt dieser Wert zwischen 100 und 200, in der Kreide von 200 bis über 400, in Kiesen und Sanden zwischen 360 und 420 und in manchen sandig-lehmigen Böden bis zu 550 cm³ in 1 dm³.

Nach Wintgers beträgt das Porenvolumen (Geologie Nordholland):

Grober Flußsand......

Sandkörner, gleich groß ....

Feiner grauer Lehm.....

Grober dunkler Lehm ....

Brauner Ton........

Schwarzer humoser Ton ...

Schwarze Gartenerde.....

Ton...........

Ton, 30 °/₀ unter 3 Atm. Druck .

Sehr toniger Boden.....

Humusarmer toniger Boden .    .

Humusarmer sandiger Lehmboden

25—14

37

29

38

o-

40—28 „

37

36

36

40

42

34

31

44

37

28

50

23

46

48

55

Nach anderen Versuchen beträgt die Wasseraufnahmefähigkeit pro m³, ausgedrückt in Liter:

also ziemlich übereinstimmend mit den Werten in °/₀ von Wintgers.

Die absolute Wasserkapazität wird bestimmt, indem man 100 g Boden mit 100—200 cm³ Wasser übergießt, und in einem Messzylinder filtriert; wenn der Boden kein Wasser mehr ab tropfen läßt, wird die Wassermenge und das Gewicht des durchtränkten Bodens gemessen. Diese Wasserkapazität nimmt mit der Korngröße ab; so beträgt bei Quarzsand dieselbe nach bezüglichen Versuchen:

Sandboden (mit

1-7 00

0/

10)

)) •

50    °/₀ (nach Volumen).

GO <X>

(f) cn

Prof. v. Liebenberg fand

. . 34,9 o/₀, .    .    25,5    „

. . 29,8 „

.    .    86,5    „    .

für feinen Tertiärsand .    .

„    „ Diluvialsand .    .

„ Lehm „ Löß . .

Die kleinste Wasserkapazität wird praktisch gefunden, wenn der mit Wasser vollständig getränkte Boden (entsprechend seiner maximalen Wasserkapazität) bei Verhütung von Verdunstung stehen gelassen wird, worauf ein Teil des in den größeren Poren befindlichen Wassers der Schwere folgend wieder ausfließt. Der in den feinsten Poren, Kolloiden etc. zurückbleibende Rest bildet die kleinste Wasserkapazität.

Die Unterschiede zwischen größter und kleinster Kapazität sind umso größer, je grobkörniger der Boden ist; bei den schwersten undurchlässigen Tonböden fallen beide Werte in eine Größe zusammen.

Eigentliches Grundwasser kann nun sich nur dann bilden, wenn dem Boden mehr Wasser zugeführt wird, als derselbe kapillar festzuhalten vermag.

Zumeist wird das Grundwasser nur als eine Schichte in verschiedener Tiefe auftreten. Wechseln im Untergründe jedoch wasserdurchlässige Schichten mit undurchlässigen ab, so können zwei, mitunter auch mehrere Grundwasserhorizonte durch Bohrungen aufgeschlossen werden, in welchem Falle dann die unterste Schichte als Tiefengrundwasser bezeichnet wird.

Zur Bildung von Infiltrationswasser kann auch in manchen Gegenden der Tau beitragen, der mitunter die Wassermenge eines schwachen Regenfalles liefern kann.

So hat Prof. v. Schoen im Jahre 1869 in Krain Messungen vorgenommen, welche Resultate diese Annahme bestätigen und auf welche später zurückgekommen werden soll.

Noch intensiver jedoch kann Nebel, wie überhaupt die Feuchtigkeit der Luft Einfluß nehmen auf die Menge der Infiltration und sind es insbesondere die durch Wind bewegten Nebelmassen, welche berücksichtigungswerte Wassermengen abgeben können.

Der reinen Infiltrationstheorie, nach welcher alles Grundwasser durch das eingesickerte Regen- und Schneewasser gebildet wird, steht schroff gegenüber die vom Geologen Dr. Volger 1877 aufgestellte reine Kondensationstheorie, nach welcher kein Wasser des Erdbodens vom Regenwasser herrühren soll, sondern sich durch Kondensation der Wasserdämpfe im Erdinnern bezw. Untergründe bildet, welche Ansicht noch heute von einigen Hydrotekten vertreten wird.

So nahmMetzker an, „daß, ebenso wie der Boden durch Verdunstung Wasserdampf an die Atmosphäre abgibt, unter bestimmten Umständen der Boden und zwar besonders trockener Boden erhebliche Mengen von Wasserdampf absorbieren kann und dieser (latente Bodenfeuchtigkeit) unter gewissen Bedingungen in tropfbar flüssiges Wasser übergehe, worauf der Boden wieder fähig wird, neuen Wasserdampf aufzunehmen. Versuche haben gezeigt, daß z. B. humoser sandiger Lehm pro Kubikmeter innerhalb 10 Tagen eine Wasserdampfmenge von 45 kg absorbierte.

Nach Versuchen von Haedike, welche zeigten, daß sich im luftdurchlässigen Boden Niederschläge bilden müssen, sobald die Temperatur des Bodens unter den Taupunkt zu liegen kommt, würde sich die Menge des Kondenswassers bei 1,5 m Tiefe pro Quadratmeter auf 100 g stellen und pro Quadratkilometer gleichartigen Boden mit 100000 kg in der Stunde, somit 2400 m3 pro Tag berechnen, welche Mengen, wenn nicht bloß theoretisch richtig, wohl genügen würden, die Ergiebigkeit von hoch gelegenen Quellen (sogen. Gipfelquellen) und die scheinbar im Verhältnis zu den gemessenen Niederschlägen unverhältnismäßig große und andauernde Abflußmenge von manchen Wasserläufen zu erklären“. Was speziell die hochgelegenen Gipfelquellen mit kleinem orographischen Einzugsgebiet betrifft, so ist ihre Menge und Temperatur einerseits dadurch zu erklären, daß das geologische Infiltrationsgebiet nicht immer mit dem orographischen identisch ist und daß in diesen Höhenlagen der Nebel wie die später eintretende Schneeschmelze zur Ergiebigkeit sowohl wie zur Erzielung einer niederen Temperatur im Hochsommer beiträgt.

Was speziell weiter die Speisung von Wasserläufen bei mangelndem Regen anbelangt, so ist es ganz unzweifelhaft, daß in der Frage der Alimen-tierung der kleineren offenen Wasserläufe in gewissen Zeiten und an gewissen Orten auch die Taubildung eine Rolle spielen kann, in welcher Richtung Prof. v. Schoen bei dem Baue der Südbahnstrecke St. Peter-—Fiume im Oktober des Jahres 1869 im Gebiete des Brusna-Baches (Krain) wohl nur einige, dabei aber doch interessante Messungen vorgenommen hatte. (Österr. Wochenschrift für den öffentl. Baudienst 1910, Heft 22.)

aus

Die Bodenoberfläche dieses dem Flysch (Tasello) angehörigen Gebietes, an der Grenze Krains und des Küstenlandes gelegen, besteht zumeist Mergel und Mergelschiefer.

war, was

auf eine auch deutlich wahrnehmbare starke Taubildung zurückzuführen ist.

Die in der Zeit vom 1.—8. Oktober mittels geeichter Gefäße vorgenommenen häufigen Messungen zeigten vom Vormittag bis zum Abend eine Abnahme der Wassermenge, entsprechend der Zunahme der Lufttemperatur und damit der Verdunstung, während vom Abend bis zu den Morgenstunden eine Zunahme der stündlichen Wassermenge zu konstatieren neben der verminderten Verdunstung unter dem dortigen Klima

Vor Beginn dieser Messungen hatte es 14 Tage nicht geregnet und herrschte während derselben meist schönes Wettet bei Lufttemperaturen von 1—15° C. Nun ist aber Tau wohl eine Kondensationsei scheinung, jedoch eine oberirdische, somit ebenfalls zu den Niederschlägen zu rechnen.

Außer den von auf dem Gebiete der Wasserversorgung tätigen ptak-tischen Ingenieuren vielfach gewonnenen Erfahrungen über den Einfluß der Niederschläge auf die Ergiebigkeit von Grundwasser und Quellen bezw. deten beiderseitigen Abhängigkeit hat eine größere Reihe von Fachmännern,, insbesondere Meteorologen, auf wissenschaftlichem Wege die Unstichhaltigkeit

der reinen Volgerschen Kondensationstheorie nachgewiesen, so unter andeten

u. a.

v. Haun, Liznar, Murray, Gieseler, Sailer

Es unterliegt trotzdem keinem Zweifel, daß unter Umständen und bei lokalen Verhältnissen auch durch unterirdische Kondensation Wasser, wenn auch nur in geringen Mengen, gebildet werde und so zur Speisung des Grundwassers und der Quellen beitragen kann.

Im übrigen wird auch auf die Ausführungen im I. Bande dieses Handbuches Seite 62—72 hingewiesen.

Auch Ingenieur Latham hat gelegentlich seiner 1909 publizierten Versuchsresultate über Sickerwassermengen die Frage der Kondensation berührt und hebt hervor, daß, wenn Boden und Wasser bei niedriger Lufttemperatur abgekühlt sind, und nun wärmere Winde feuchte Luft darüber führen, sich an der Wasseroberfläche und in den oberen Bodenschichten eine gewisse Wassermenge kondensiert, wobei die stärkste Kondensation in den Wintermonaten voraussichtlich zu erwarten ist, während sie im Sommer nur sehr gering oder gar nicht eintritt.

Latham fand zufolge seiner Versuche im Mittel der 30 Beobachtungsjahre folgende Kondensations-Wassermengen:

Juni....

o o cT ö~ cT cT

mm

Juli .    . .

August September Oktober .

November Dezember

pro Jahr im Mittel also bloß 9,12 mm, wobei das jährliche Maximum (1893) mit 32,9 mm, das Minimum (1899) mit 2,41 mm konstatiert wurde, während das Monatsmaximum (November 1893) 14,5 mm betrug und in vielen Monaten gar keine Kondensation zu beobachten war.

Mit Sicherheit können Zahlenwerte für Kondensationswasser nur für Januar bis März und Oktober bis Dezember festgestellt werden, doch kommen diese Wassermengen, welche dem Boden zugeführt werden, im Vergleich zu den Regenmengen nicht in Betracht.

Aufgabe der Sammelanlagen ist es nun, diese wasserführende Schichte in der günstigsten Art zu durchfahren, zu erschließen und das gesammelte Wasser sodann einem Sammelbrunnen, Akkumulator, Wasserschlosse etc. zuzuführen. Für Leitungen mit künstlicher Wasserhebung wird es sich behufs billigster Erschließung und Gewinnung der im Tale gelegenen unterirdischen Grundwassermengen in vielen Fällen empfehlen, nur einen großen Sainmel-brunnen anzulegen, aus welchem mittels einer Pumpenanlage das Wasser angesaugt wird. Durch die Absenkung (Depression) des natürlichen Grundwasserspiegels wird ein entsprechend rasches Zuströmen des umliegenden Grundwassers erzielt. Dieses Zuströmen erfolgt mehr oder weniger zentral (bei sehr ebenem Terrain) zum Brunnen zu und nimmt die Absenkung des Wassers vom Brunnen aus immer mehr und mehr ab, bis sie in einer gewissen

Entfernung — vom Brunnen gleich Null wird. Diese Absenkungs- oder Depressionskurve ist eine einer Parabel ähnliche Linie, deren Gestalt durch

Probebohrungen (verrohrte Bohrlöcher) 1, 2, 3 innerhalb des Depressio rayons (in Fig. 11 schraffiert) genau bestimmt werden kann. Alles außerhalb dieses Depressionsrayons gelegene Grundwasser tangiert die Ergiebigkeit des Brunnens gar nicht, insolange als die Depressionstiefe t nicht vergrößert wird, in welchem Falle auch der Depressionsrayon (die Entnahmegrenze) Umfang zunimmt. Bei nicht normalen Verhältnissen oder größerem Terrain-bezw. Grundwassergefälle ist die horizontale Projektion des Depressionsray kein Kreis, sondern eine Ellipse (Fig. 12).

In vielen Fällen, insbesondere bei größeren Grundwasser-Entnahmeanlagen empfiehlt es sich, behufs Erzielung des notwendigen Quantums die Depression nicht allzugroß anzunehmen, sondern statt eines oder zweier großer Pumpbrunnen eine größere Anzahl kleiner Brunnen anzuordnen, somit

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Fig. 11. horizontalem

Depressionskurve bei und

Fig. 12.

geneigtem Terrain.

jedem derselben nur ein kleines Quantum zu entnehmen, infolgedessen das Grundwasser nur eine geringere Absenkung zu erfahren braucht. Diese Brunnen werden dann zweckmäßig mit Heberleitungen verbunden, durch welche das Wasser event. einem Kontrollbrunnen zugeführt wird, dem aber dann nur die Aufgabe eines Sammelbrunnens zufällt. Was die Entfernung der einzelnen Saugbrunnen anbelangt, so dürfen sich natürlich die der maximalen Depression entsprechenden Entnahmegrenzen nicht zu stark tangieren bezw. übergreifen, weil sonst die Ergiebigkeit zweier benachbarter Brunnen gegenseitig ungünstig beeinflußt wird.

Solche Saugbrunnen können event. als einfache Rohrbrunnen mit 1—2 sl. Ergiebigkeit abgeteuft werden (siehe weiteres bei den „Thiemsehen Filterrohrbrunnen“).

Die Brunnen werden, wenn die wasserführende Schichte nicht sehr

mächtig ist, bis zum Liegenden derselben, zur (Letten, Fels etc.) abgeteuft.

wasserhaltenden Schichte

Ist die Schotterschichte sehr mächtig, dann wird der Brunnen nur um ca. 1 m tiefer gebaut, als die zur Erzielung einer gewissen Zuflußmenge notwendige Depression beträgt. Oft ist der Wasserzufluß so stark, daß mit einer starken Pumpe das Wasser nur bis zu einem gewissen stabilen Niveau abgesenkt werden kann; man nennt dies dann die maximale Depressionstiefe. Um die Ergiebigkeit eines solchen Saug-, zugleich Sammelbrunnens zu messen, wurde derselbe früher häufig ausgepumpt und die Zeit bis zur Wiederan-füllung beobachtet. Diese Art der Messung ist nur für Hausbrunnen zulässig, die eigentlich gleichzeitig als Reservoir dienen, oder in jenen Fällen, wo die ganze Sammelanlage einer Gravitationsleitung nur aus einem solchen Brunnen besteht. In allen anderen Fällen hat man den Brunnenwasserspiegel bis zu jener Tiefe mittels einer Pumpe abzusenken, bei welcher die Wasserentnahme erfolgen soll. Es wird nun die Geschwindigkeit des Pumpens so reguliert, daß der Wasserspiegel weder zu- noch abnimmt, d. h. sich im Beharrungszustande der Depression befindet. In diesem Falle wirft die Pumpe so viel Wasser aus, als zufließt, und kann daher mittels geeichter Gefäße dieses Quantum leicht gemessen werden. Solche Messungen müssen insbesondere in trockener Zeit oder im Frühjahr vor der Schneeschmelze einigemal durchgeführt werden und sollen sich diese Versuche jedesmal auf einen ununterbrochenen Pumpenbetrieb von wenigstens mehreren Tagen erstrecken. Trotzdem kann man der Projektberechnung der Sicherheit wegen immer nur ein entsprechend reduziertes Zuflußquantum zugrunde legen, da jeder Saugoder Sammelbrunnen nach mehrjährigem Betrieb in der Ergiebigkeit gegenüber den Messungsresultaten in der Regel zurückgeht und nebstdem auch die Ergiebigkeit durch die wechselnden Regenmengen zumeist oft bedeutend beeinflußt wird. Die Beurteilung der Größe der Reduktion des dem Pumpversuche entsprechenden maximalen Ergiebigkeits-Quantums des Brunnens im Hinblick auf später eintretende sehr trockene Jahre kann am sichersten durch einen Vergleich der Niederschlagsmengen der dem Versuche vorangegangenen Infiltrationsperiode mit den entsprechenden Niederschlagsmengen der bekannt trockensten Jahre erfolgen, wobei bezüglich der Regenhöhen ein Graphikon für eine möglichst lange Zeitperiode (ähnlich wie auf Taf. II Bd. I) Verwendung finden kann. Was die Situierung eines Pump- (sogen. Maschinen-) brunnens anbelangt, der gleichzeitig Saugbrunnen ist, so ist in erster Linie ein genauer Grundwasserschichtenplan zu konstruieren und die Disposition so zu treffen, daß der Brunnen, in der Grundwassermulde liegend, das größte Einzugsgebiet beherrscht; er darf weder auf einer Grundwasserscheide, noch in einem abgeschlossenen Grundwasserbassin liegen. Aber auch für die Situierung mehrerer Saugbrunnen in einem und demselben Entnahmegebiet wird die Konstruktion eines Grundwasserschichtenplanes zumeist notwendig werden.

Will man keine unangenehmen Erfahrungen machen, so sind nicht nur die geognostischen und die Grundwassei höhen Verhältnisse sorgfältigst zu erforschen, sondern auch ein Schichtenplan der wasserhaltenden Schichte dann zu konstruieren, wenn die Schotterschichte nicht mächtig ist. So kann beispielsweise der Brunnen in eine mehr oder weniger große Tegelmulde (Fig. 13 a) abgesenkt worden sein. Kurz andauernde Pumpversuche, durch welche diese Mulde infolge ihres großen Fassungsraumes nicht trockengelegt wurde, haben entsprechende Resultate geliefert und wurde auf Grund derselben die Sammelanlage gebaut. In trockenen Jahren kann nun nach längerem Betriebe der Pumpstation dieses unterirdische Reservoir ausgepumpt werden und tritt dann Wassermangel ein, der erst wieder zum Teil behoben wird, wenn durch Steigen des Grundwasserspiegels über die Tegelwasserscheide ein Anfüllen dieser Mulde erfolgt. Die zum Zwecke der Erzielung möglichst kleiner Kosten für Vorerhebungen beobachtete Sparsamkeit kann in einem solchen in der Praxis wiederholt vorgekommenen Falle zu sehr bedauerlichen Betriebsunterbrechungen führen. Die geognostische Untersuchung des Untergrundes ist aber auch aus dem Grunde notwendig, um konstatieren zu können, ob die wasserführende Schichte innerhalb des Entnahmerayons und darüber

0$mmm

mmmmm

Wasserhaltende Schichte.

hinaus von einer wasserundurchlässigen Hangendschichte (Lehm, Letten) überlagert ist, weil sonst im Falle des Nichtvorhandenseins dieser Schutzschichte gegen Oberflächenverunreinigungen für die Schaffung eines entsprechenden Schutzrayons Sorge getragen' werden muß. (Siehe die eingangs erwähnten Erörterungen S. 29.)

Fig. 13 a.

Grundwassermulde.

Fig:- 13 b.

Die Wasserentnahme zur Versorgung von Ortschaften soll, basieit auf

das spezifische Gefälle der geringsten ist, wo sie also

dem Grundwasserschichtenplan, dort erfolgen,

Isohypsen — eigentlich Hydroisohypsen am weitesten voneinander liegen, was insbesondere dann gilt, wenn eine Barre in der wasserhaltenden Liegendschichte durch die Bohrungen gefunden wurde, in welchem Falle der Brunnen vor dieser Barre (bei B, Fig. 13 b) zweckmäßig anzulegen wäre, nachdem er hier nur durch den fließenden Grundwasserstrom gespeist wird.

wo

— am

als teilweise Reserve aufgefaßt,

Das oft mächtige Staubecken darf aber nie ganz ausgenutzt werden, was bei Abteufung des Brunnens an te e B‘ bis zur Liegendschichte und der dadurch lange Zeit erhaltenen großen Ergiebigkeit nach Verlauf eines oder mehrerer Betriebsjahre, m welchen dieses Staubecken ausgepumpt wurde, sehr verhängnisvoll werden ’önnte, ein Fall, der in der Praxis wiederholt beobachtet wurde.

nur

Im übrigen werden sich bei den Vorerhebungen zur Konstatierung der rationellsten Punkte für die Wasserentnahme besonders günstig die Uferränder alter Terrassen, die Steilränder ehemaliger Flußläufe und Altwasserarme erweisen, und insbesondere auch jene Punkte in Augenmerk zu nehmen sein, an welchen der offene Wasserlauf Wasser verliert bezw. wo er durch den in ihn gravitierenden Grundwasserstrom wasserreicher wird.

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Fig. 14. Saughrunnen für Gravitationsleitungen.

Die Abteufung eines gemauerten Brunnens kann mittels Absenken erfolgen oder aber in der Weise, daß der Brunnenschacht auf die entsprechende Tiefe ausgehoben und event. gut ausgepölzt wird, worauf die Mauerung des Brunnens von unten nach aufwärts erfolgt. In allen Fällen kommt zu unterst der sogen. Brunnenkranz (Holz oder Eisen), welcher als Fundament des Brunnenmauerwerkes (Brunnenmantels) dient. Das Brunnenmauerwerk wird nur innerhalb der wasserführenden Schichte mit einzelnen Fugen für den Eintritt des Wassers versehen, sonst wasserdicht in Zement

gemauert. Was die Stärke des Brunnenschacht-Mauerwerkes aus Ziegeln betrifft, so wird dieselbe zunächst bis 1,50 m Lichtweite mit 32 cm,

von

2,0—2,5 m Durchmesser mit 50 cm, von 3,0—3,5 m mit 2 Ziegellängen (64 cm), von 4—5 m Lichtweite mit 80 cm und darüber mit 1 m bemessen.

Fig. 14 stellt die Bauart eines Saugbrunnens für Gravitationswasserleitungen dar. Der Wasserschieber wird in die Höhe der zu erzielenden

Bei

Grundwassersenkung, jedoch immer höher als die Brunnensohle situiert, um Versandungen des Zuleitungsrohrstranges zu verhüten. Die Handhabung des Schiebers erfolgt mittels Spindelstange und Handrad von einem Podium, von welchem aus auch mittels Steigeisen oder eiserner Leitern der Einstieg in den Brunnen erfolgt. Eine Überlaufleitung fixiert den höchsten zulässigen Wasserspiegel im Brunnen. Um eine Verunreinigung des Grundwassers durch Tagewasser (Meteorwasser) zu verhindern, muß das Brunnenmauerwerk über Terrain, also höher als der bekannte maximale Hochwasserspiegel etc. aufgemauert werden. Als Abschluß über Terrain wird gewöhnlich ein steinerner Brunnenkranz (Deckplatten) angeordnet, in deren Falz ein zweiter verschließbarer Brunnendeckel eingelegt wird. Wird das Wasser aus dem Sammelbrunnen nicht mit natürlichem Druck (per Gravitation) abgeleitet, sondern durch Pumpen gehoben, dann wird in demselben ein aufrecht stehendes, unten mit einem Saugkorb versehenes Saugrohr montiert, welches sich an die in einem eigenen Pumpenhause situierte Pumpenanlage anschließt. Die Saughöhe soll, einen rationellen Betrieb vorausgesetzt, 5—6 m nicht überschreiten und muß daher bei tieferen Brunnen die Pumpe selbst tiefer als das Terrain plaziert werden. (Die äußerste überhaupt erreichbare Saughöhe ist 7—8 m.) Bei längeren Saugleitungen, also entfernter liegenden Pumpstationen, müssefi dieselben behufs Ermöglichung der Entlüftung mit einer Steigung gegen die Pumpe zu angelegt werden. Die in den Saug- und Druckrohrleitungen rationell anzunehmende Geschwindigkeit ist v = 0,6 m. größeren Saugtiefen ist die Anbringung eines Fußventiles bezw. Rückschlagventils notwendig, um nach Einstellen des Pumpbetriebes die Wassersäule zu erhalten, somit das teilweise Entleeren der Saugleitungen zu verhindern.

vor

und einer dabei erzielten Depression des Wasserspiegels um 4,16 m. Nullpunkt der Kotierung entspricht der Brunnenhohle. Aus der vergleichenden Betrachtung beider Figuren geht hervor, daß der Grundwasserspiegel zwischen Kote 8,0 und 8,5 m unverändert blieb, daher die Schichtenlinie 8,0 hier als

Um den Einfluß einer starken Depression des Grundwassers auf die Grundwasserschichtenlinien zu veranschaulichen, habe ich in Fig. 15 und 16 zwei Aufnahmen der Grundwasserstände dargestellt als Resultate von im Jahre 1903 amtlich durchgeführten, von mir veranlaßten Pumpversuchen in einem bestehenden Maschinenbrunnen einer städtischen Wasserversorgungsanlage. Fig. 15 zeigt die Grundwasserschichtenlinien im Beharrungszustande Beginn des Pumpens, Fig. 16 jene bei Beendigung des Pumpversuches

Der

0,1 zu 0,1 m

Entnahmegrenze aufzufassen ist.

von

In Fig. 16 sind die interpolierten punktierten Isohypsen der Deutlichkeit wiegen nicht eingezeichnet. Die Beobachtung und Messung der Grundwasserstände erfolgte durch abgeteufte Bohrröhren (Nr. 1    12).

Besteht die wasserführende Schichte aus sehr feinem Flugsand (Welloder Schwimmsand), dann fließt mit dem Wasser auch der Sand in die Brunnenröhre ein und füllt dieselbe baldigst an. Um dies nun zu verhüten, muß entweder der Brunnendurchmesser sehr groß und dadurch die Eintritts-

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Fig. 15. Grundwasserschicbtenplan vor Beginn des Pumpens.

geschwindigkeit des Wassers sehr klein gemacht werden, was auch durch Anlage mehrerer Brunnen mit kleiner Absenkungstiefe erreicht werden kann, oder aber es werden sogen. Filterbrunnen abgesenkt. Dieselben unterscheiden sich von den gewöhnlichen Brunnen dadurch, daß das Mauerwerk des Brunnenmantels nicht voll gemauert ist, sondern einen ringförmigen angefüllt wird.

Zwischenraum enthält, welcher mit grobem Sand und Kies Es stellen diese Brunnenmäntel also vertikale Filter

.    dar. An Stelle dieser

Konstruktion können auch statt des gemauerten Brunnenschachtes innerhalb der feinen Flugsandschichten eiserne Filterrohre oder Röhren mit auswechsel-

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Fig. 16. Grundwasserschichtenplan nach Beendung des Pumpens.

baren Filterkörben verwendet werden. In dieser Hinsicht hat unter anderen Ingenieuren der in Grundwasserversorgungsanlagen bekannte Spezialist Baurat Thiem in Leipzig eigene nach ihm benannte Filterrohrbrunnen konstruiert; eines dieser neuesten Systeme ist durch die Fig. 17 veranschaulicht.

Der unterste Teil, der gußeiserne Filterkorb von 150 mm Durchmesser, ist mit rechteckigen Schlitzen versehen und behufs Versteifung mit Rippen

ausgestattet. Zum Schutze gegen das Eindringen von Sand ist derselbe mit einem verzinnten Kupferdrahtgewebe umhüllt. Mittels Übermuffe gekuppelt,

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Fig. 17. Tkiemscher Filterrohrbrunnen.

schließen sich daran die Futterrohre, welche im obersten Teile in ein Ansatz-flanschenrohr d= 125 mm übergehen, welches, durch eine Glocke abgeschlossen, in die Straßenkappe hineinreicht. Ein eingeschalteter, mit dem Futterrohr durch eine Doppelmuffe verbundener Flanschenkrümmer steht mit der eigentlichen, 150 mm weiten Saugleitung in Verbindung und kann durch einen Kupferblechschieber der Brunnen außer Betrieb gesetzt werden, ln das Futterrohr reicht in erster Linie das 115 mm weite kupferne Saugrohr des Filterbrunnens.

Ein zentrales, 25 mm weites Beobachtungsrohr ermöglicht sowohl eine Messung der Wasserstände, Entnahme von Wasserproben, sowie insbesondere auch durch Ansetzen einer Pumpe die Aussaugung von eingedrungenem feinen Sand oder durch Kompression als Spülrohr die Reinigung des Siebes. Im Falle abnormaler Versandung des Filterkorbes kann der ganze Filterbrunnen mittels des am Boden angebrachten Ringes (siehe Schnitt gh) ganz herausgezogen werden, in welchem Falle natürlich zuerst die Straßenkappe und das obere Aufsatzrohr samt Krümmer abgenommen werden muß.

Solche Rohrbrunnen werden entweder hintereinander längs der Talweglinie der Grundwasserschichten oder rechts und links dieser Linie in ein- oder mehrreihiger Anordnung, sogen. Reihen- oder Gruppenbrunnen, oder endlich ringförmig (Ringbrunnen) situiert.

Alle die Brunnen einer Fassungsanlage sind durch einzelne Nebenleitungen mit einer gemeinschaftlichen Hauptrohrleitung als Heberleitung mit dem Hauptsammelbrunnen verbunden, aus welchem das gesammelte Wasser gepumpt wird. Durch eingebaute Schieber kann nach Bedarf ein oder der andere Brunnen aus dem Betrieb ausgeschaltet werden, was z. B. in dem Falle notwendig erscheint, wenn eine lokale Verunreinigung bei einem der Brunnen, ein später auftretender großer Eisen- oder Mangangehalt etc. konstatiert wird. Mitunter werden diese Rohrbrunnen nicht bis zum Terrain geführt, sondern wird bis zum maximalen Grundwasserspiegel ein Einsteigschacht gemauert, von dessen Sohle aus erst der Rohrbrunnen beginnt, wodurch eine leichtere Zugänglichkeit und Bedienung der Schieber etc. ermöglicht wird (siehe Fig. 18).

In erster Linie wird ein entsprechend weites Bohrloch abgeteuft und dasselbe verrohrt. Bei Schottermaterial erfolgt dieses Abteufen nach Art der Versenkmethode, indem innerhalb eines gußeisernen Bohrrohres, welches entsprechend beschwert ist, durch einen Sackbohrer (Sackbagger) das Schottermaterial nach und nach herausgenommen wird, wonach das Bohrrohr allmählich nachsinkt. Statt eines gußeisernen Rohres kann auch ein genietetes Blechrohr verwendet werden.

Ist dieses verrohrte Bohrloch auf die gewünschte Tiefe niedergebracht,

so wird in dasselbe das eigentliche definitive Mantelrohr

eingeführt, der äußere Raum zwischen diesen beiden Röhren mit erbsengroßem Schotter ausgefüllt und nun das Bohrrohr wieder herausgezogen.

von kleinerem Durch-

messer

Der unterste Teil des Mantelrohres ist auf eine längere Strecke perforiert, d. h. mit zumeist länglichen Löchern oder förmlichen Schlitzen versehen, um das leichte Eindringen des Grundwassers zu ermöglichen (siehe Fig. 18). In dieses 600 mm weite Mantelrohr reicht nun das Saugrohi d = 200, welches in die 850 mm weite Hauptleitung einmündet und duich

einen Schieber S event. abgesperrt werden kann. Um eine stetige Heberwirkung zu ermöglichen, wird mitunter durch eine eigene kleine Vakuum-

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Fig. 18. Filterrohrbrunnen mit Schacht. .4 Detail des eisernen Schachtdeckels.

leitung vom Pumpenhaus aus das nötige Vakuum erzeugt. Im vorliegenden Falle ist diese Anschlußsaugleitung 50 mm, die Hauptsaugleitung 60 mm weit. Die Schieber sind in einen eigenen Schacht eingebaut.

Besteht jedoch die wasserführende Schichte zum Teil aus feinem Sand (Well- und Schwimmsand), so muß für die Verhütung der Verstopfung der Schlitze sowohl, wie das Eindringen des Sandes in die Leitungsröhren durch Anbringung von feinen Sieben gesorgt werden. In diesem Falle wird der untere Teil des Saugrohres selbst perforiert und mit Sieben oder mit einem eigenen Filterkorb versehen. Tritt eine Versandung trotzdem ein, so kann entweder das Saugrohr oder der Filterkorb herausgezogen und gereinigt werden, oder aber kann die Reinigung von innen aus durch Druckwasser mittels einer eigenen Spülleitung erfolgen. Der gelochte oder geschlitzte Teil der Saugröhren oder der Filterkorb ist zu verzinken oder besser aus Kupfer herzustellen.

Solche Rohrbrunnen liefern ca. 1—4 sl. So wurden beispielsweise für einige österreichische Städte derartige Brunnen von 150 mm Durchmesser in 30—40 m Entfernung abgeteuft, welche bei einer Depression von 1,5 m ein Wasserquantum von 1—1,5 sl. liefern. In einem Falle liegt der Grundwasserspiegel 5 m unter Terrain, die Bohrröhren selbst sind 10 m lang, der unterste Teil ist auf 1,8 m Länge perforiert und enden die Rohrbrunnen am Terrain in eine Straßenkappe. Die Depressionskurven schneiden sich in ca. 0,5 m unter dem ungesenkten Wasserspiegel.

Die Kosten eines solchen Rohrbrunnens d = 150 mm betrugen bis 10 m

Tiefe pro Stück 700 K, also pro lfd. m 70 K, samt Abteufen und Verrohren der 200 mm weiten Bohrlöcher und nachträgliches Herausziehen der Bohrröhren

wobei das Bohren und Verrohren selbst 300 K, also pro lfd. m 30 K kostete. Dieses einfachste System von Rohrbrunnen kann aber nur für aus gröberem Schotter bestehende wasserführende Schichten Verwendung finden. Derartige Rohrbrunnenanlagen haben, wie schon früher hervorgehoben, nicht nur den großen Vorteil einer lokal geringen Beanspruchung des Grundwasserstromes, eine Vermeidung größerer künstlich erzeugter Grundwasserspiegelschwankungen und größerer Eintrittsgeschwindigkeiten, sondern man ist nicht auf einen oder zwei Hauptbrunnen angewiesen, daher auch eine Betriebsstörung nicht leicht möglich.

Die Thiemschen Filterbrunnen werden in dem Eisenwerk Lauchhammer bei Gröditz in Sachsen hergestellt.

Obwohl in der städtischen Wasserversorgungspraxis äußerst selten, kann doch der Fall eintreten, daß ein Brunnen in einem derart wasserreichen und feinen Schwimmsand von bedeutender Mächtigkeit abzuteufen ist, daß alle die früher besprochenen Filterbrunnensysteme hierzu nicht ausreichen. In einem solchen Falle wäre man gezwungen, die Abteufung des Brunnens mittels des Gefrierverfahrens zu bewerkstelligen.

Diese 1883 von Bergingenieur F. H. Poetsch erfundene und zum erstenmale mit Erfolg in Anwendung gebrachte Methode besteht darin, daß die wasserführenden losen Schichten — also zumeist Schwimmsand durch künstliche Abkühlung vorübergehend in einen starren Zustand übergeführt werden, wodurch die bergmännische Handarbeit des Abteufens auf de: Sohle des Brunnens unter dem Schutze des festgefrorenen Materialmantels ohne weitere Wasserhaltung ermöglicht wird.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Fig. 19. Disposition der Anlage einer Sammelleitung.

Zu diesem Behufe wird konzentrisch um den abzuteufenden Schacht außerhalb des projektierten äußeren Brunnendurchmessers eine Anzahl von verrohrten Bohrlöchern niedergebracht.

In diesen Gefrierröhren bezw. in den in denselben montierten schwächeren Fallrohren zirkuliert nun eine in der Kälteerzeugungsanlage ununterbrochen gekühlte, schwer frierbare Salzlösung. Infolge dieser Zirkulation wird das die Bohrlöcher umgebende Gebirge — also auch beispielsweise der Schwimmsand — derart abgekühlt, daß sich um jedes Bohrloch ein bis zur festen Liegendschichte reichender zylinderförmiger Frostkörper bildet, dessen Durchmesser bei fortschreitender Abkühlung immer größer wird.

Nachdem nun die Entfernung der Bohrlöcher voneinander derartig gewählt ist, daß diese Frostzylinder gegenseitig ineinander greifen, so entsteht um den abzuteufenden Schacht eine geschlossene, ringförmige, betonartige Frostmauer, welche stark genug ist, um dem Wasserdrücke, sowie dem

Erddrucke gegenüber genügenden Widerstand zu leisten.

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DieAbteufarbeitge-schieht mittels Schlegel und Eisen, Keilen, Keilhauen und Sprengen.

Die bezüglich der Festigkeit dieses gefrorenen Sandmaterials Ver-

durchgeführten suche zeigten, daß sie

jene des Sandsteines bedeutend übertreffen

(bei — 20° ca. 190 bis 200 kg pro m²).

Zur Erzeugung der Kälte wird meist Ammoniak verwendet, während als Kältemedium eine 25—30⁰/oige Chlormagnesiumlösung (sogenannte Lauge) dient. (Ausführliche Details über die Abteufung von Schächten mittels dieses Verfahrens siehe den bezüglichen Vortrag des Bergdirektors Ingenieur Drobniak in den Berichten des II. internat. Kältekongresses in Wien 1910, Bd. II, S. 837—852.)

Bei Gravitationsleitungen, also dort, wo das Grundwassergebiet entsprechend höher situiert ist als die zu versorgende Ortschaft, und wenn der Grundwasserspiegel in mäßiger Tiefe unter Terrain liegt, kann man das Grundwasser statt durch Brunnen auch mittels Sammelleitungen (gelochte Steinzeugrohre — Saugkanäle) erschließen und in einen dichten Sammelbrunnen einleiten, von wo aus es zur Stadt gelangt. Als Grundsatz gilt, diese Saugleitungen senkrecht auf die Linie des größten Grundwassergefälles, also in die Talmulden zu legen. In Fig. 19 würde dieser Sammelkanal mithin längs der Linie ab zu legen sein. Der Saugstrang ist talaufwärts wasserdurchlässig, talabwärts wasserdicht herzustellen, mit gewaschenem Schotter zu

bedecken und das Eindringen des Tagewassers (Trübung) durch eine Betonschichte zu verhindern. Der Kanal- oder Rohrstrang soll, soweit derselbe Wasser selbst aufnimmt, auf der wasserhaltenden Schichte aufliegen. Wird infolgedessen die notwendige Tiefe bedeutend, so werden statt der offenen Gräben Stollen vorgetrieben und die Saugleitung hineingebettet.

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Fig. 20. Saugkanal (Querschnitt).

Fig. 20 veranschaulicht den Querschnitt eines Saugkanales für größere Grundwasserquantitäten. Die punktierte Verlängerung des Mauerwerkes bedeutet einen der Einsteig- oder Revisionsschächte, welche in größeren Entfernungen, jedenfalls bei allen Bruchpunkten der Kanalachse einzubauen sind. Die Einsteigöffnungen können event. bis zutage geführt und durch versperrbare Deckel abgeschlossen werden.

In Fig. 21 a ist der Querschnitt einer Drainage (Sammelleitung aus gelochten Steinzeugröhren) dargestellt. Auf der Talseite wird durch eine Zementschichte eine Aufstauung des Grundwassers bewirkt und dasselbe gezwungen, in die Rohrleitung einzutreten; desgleichen werden öfter bei größeren Gefällen im Rohrgraben selbst, also senkrecht auf die Röhren, Betonquerschwellen eingeschaltet. Das Gefälle dieser Rohrleitungen muß ein

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a) Querschnitt.

Fig. 21. Drainage-Sammelleitung.

h) Detail eines gelochten Steinzeugrohres.

solches sein, daß eine Ablagerung von Sand und Schlamm nicht stattfinden kann; andererseits soll die Geschwindigkeit die Grenze von 1 m nicht überschreiten. Alle 100 m sind Putzschächte anzuordnen. Eine Dichtung dieser gelochten Steinzeugröhren ist bei gutem Untergründe nicht notwendig, bei den vollwandigen Steinzeugröhren, mittels welcher das gesammelte Wasser aus dem Sammelgebiet weiter in die Quellstube geleitet wird, jedoch selbstverständlich. Die beste Dichtung besteht aus einem gut durchgekneteten Gemenge von 2 Teilen Letten (fettem Ton) und 1 Teil Teer oder durch Ausgießen der Muffe mit einem Gemenge von Asphalt und Teer. Gute gelochte Steinzeugrohre sind als Sammelrohre eisernen ähnlichen Röhren vorzuziehen, wenn die Bettung eine entsprechende ist, da ein insbesondere durch Rosten bedingtes Verlegen der Einflußöffnungen ausgeschlossen ist-

Zwei oder mehrere solcher Sammelleitungen werden dann in einen Vereinigungsschacht, Akkumulator, Sammelschacht (Fig. 22), vereinigt. Dieses Objekt, 1,0 m breit und 1,70 m lang, ist durch eine niedere Scheidewand in 2 Abteilungen geteilt; eine davon enthält den Schieber s für die Entleerungs- und Überfallleitung a mit dem Überfallrohre c und den Schieber s für die Zuleitung b zur Quellstube (Reservoir etc.). In der Scheidemauer ist eine Überfallöffnung ausgespart, über welche das von dem etwa mitgeführten Sande befreite Wasser in die Schieberkammer überfließt. Eine 0,60/0,45 m weite Einsteigöffnung ist mit einem versperrbaren eisernen Schachtdeckel, der über Hochwasser gelegen ist, abgeschlossen. Ähnliche Sammelanlagen und Sammelschächte sind aus Tafel IV zu entnehmen.

Auf Tafel II ist eine andere Wassersammelanlage mittels gelochter Steinzeugrohre und Sammelbrunnen gezeichnet. Aus der Situation dieser

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Fig. 22. Quellen-Akkumulator.

Längenschnitt.

vom Verfasser projektierten und 1893 ausgeführten Anlage ist insbesondere auch zu ersehen, daß die Quelle 1 mittels eines aus 600 mm weiten Steinzeugröhren hergestellten Brunnens, die Quelle 2 mittels eines gemauerten. Brunnens gefaßt ist. Das dazwischen in der dort befindlichen wasserführenden Schichte auftretende Wasser wird mittels Filterröhren (gelochte horizontale Steinzeugrohre) abgefangen. Zwischen Quelle 2 und 3 wurde, da in dieser Strecke kein Grundwasser auftritt, eine Leitung aus vollen Steinzeugröhren (gedichtet) gelegt. Das unmittelbar hinter der Quellstube auftretende Wasser wird durch einen rechteckigen Sammelkanal aufgefangen und mit dem anderen gesammelten Wasser in die Quellstube eingeleitet.

2.    die Dui chflußfläche, das ist der wasserhaltende Querschnitt, also das Porenvolumen, resp. der Zwischenraum zwischen den einzelnen Sandoder Schotterindividuen, welcher mit Wasser gefüllt ist, und

vom

3.    die Durchlässigkeit der wasserführenden Schichte, welche eben Porenvolumen abhängt.

vor-

Nach den von Darcy über die Bewegung des Wassers im Boden genommenen Versuchen nimmt die Geschwindigkeit nahezu im gleichen Verhältnis des Gefälles zu, zum Unterschied von gewöhnlichen Wasserleitungsprofilen, wo die Geschwindigkeit mit der Quadratwurzel aus 2 g h

wächst. Für vorliegenden Fall wird also allgemein die Geschwindigkeit

h

v — K- — sein, wenn K einen von der Beschaffenheit des Materials der

wasserführenden Schichte, also der Durchlässigkeit abhängigen Koeffizienten bedeutet.

mit Klf so wird sich der eigentliche

volumen, also

Von den vom Wasser erfüllten Zwischenräumen (Fläche F) wird jedoch nur ein Teil in Rechnung zu ziehen sein, nämlich derjenige, welcher nach Abzug des durch Kapillarität zurückgehaltenen Wassers, sowie jenes Quantums, welches zur Umhüllung der einzelnen Bodenpartikel notwendig ist, übrig bleibt; bezeichnen wir dieses prozentuelle Verhältnis das aktuelle Poren-W asserquerschnitt Gesamtquerschnitt

wasserhaltende Querschnitt ausdrücken lassen durch Kj^.F.

Wir erhalten somit die Gleichung:

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(1)

Q = K . KX . F —

Lueger nimmt für praktische Zwecke den Durchlässigkeitskoeffizienten K=d, den mittleren Durchmesser des Sand- oder Schotterindividuums, allgemein Korngröße genannt, an.

Daher

Es wäre also für d = K = 1 mm = 0,001 m das v - 0,001 • -j- •

ist für das Gefälle ~ 1)0 °/o ⁼ 0,01, v = 0,001.0,01 = 0,00001 m,

v = 0,000001 m,

^ = 0,0000005 m,

= 1,0 °/₀₀= 0,001,

= 0,5 °/oo = 0,0005,

oder die Geschwindigkeit pro Tag (24h) ausgedrückt, ergebe:

— 0,00001.86 400 sec. = 0,864 m bezw. 0,0864 m und im dritten Falle ^ = 0,0432 m.

Nehmen wir nun beispielsweise das aktuelle Poren volumen Kx — 0,25 an, d. h. die Hohlräume entsprächen dem 4. Teil des Gesamtquerschnittes F, ferner die Korngröße d = K= 0,010 m, wäre ferner diese Fläche der wasserführenden Schichte F= 1 m² und das Gefälle-j = 1 °/oo ⁼ 0,001, so wüide 1 m² wasserführende Schichte pro Tag ergeben:

Q₂h = 86 400 sec.. 0,01.0,25.0,001 = 21,6 m³,

d. h.

Q = 0,25 sl.

oder ein Grundwasserstrom von 1 km Breite und 1 m Tiefe bei 2 mm Korngröße, einem Gefälle von 1 °/₀₀ und einem Porenvolumen von Kx = 0,25 ergebe pro Sekunde:

h

Q — K. F .-j = 0,002.0,25.1000 m . 1 m . 0,001 = 0,0005 m³ = 0,5 sl.

oder pro Tag

Quh = 43,2 m³,

während derselbe Grundwasserträger nach obigen Annahmen bis 10 mm Korngröße Quh = 216 m³ liefern würde, also das 5 fache Quantum, entsprechend der 5 fachen Korngröße.

Ein anderer Weg für die Berechnung der Grundwassermenge eines bestimmten Durchflußprofils wäre folgender:

Soll die Grundwassermenge gleich wie bei anderen Fällen der Hydrometrie aus der Fläche, also Querschnitt und Geschwindigkeit berechnet werden nach der allgemeinen Grundformel: Q — F.v, so wird es sich in erster Linie um die Bestimmung der Durchflußfläche handeln, welche entspricht dem Porenvolumen, d. h. den Zwischenräumen der einzelnen Sandkörner oder Schotterstücken, aus welchen der Grundwasserträger zusammengesetzt ist. Bei der Verschiedenheit in Größe und Form dieser Steinpartikel erscheint es praktisch unmöglich, dieses Porenvolumen auch nur annähernd zu bestimmen.

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L-d-J

Fig. 23.

Fig. 24.

Theoretisch ist dies nur bei der Annahme von gleichförmigen Kugeln (Sandkörner) möglich.

Die Lagerung dieser Kugeln kann eine verschiedene sein und zwar entweder wie Fig. 23 zeigt oder in der Anordnung der Fig. 24.

Wenn das Verhältnis zwischen dem Porenvolumen und dem Gesamtvolumen des Steines selbst oder dem Gesamtquerschnitt der Schotter- und Sandschichte als Porenquotient bezeichnet wird, so gibt der letztere an, wieviel Prozent von dem Gesamtvolumen des Wasserträgers die Hohlräume (Poren) betragen, wie groß also der wasserhaltende Querschnitt ist.

Jeder Kugel vom Durchmesser d kann ein Kubus von der Seitenlänge d umschrieben werden; die Differenz der Kubikinhalte beider wird den Inhalt der Zwischenräume darstellen.

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und jener des Kubus J‘ — d³,

also die Differenz d³ — d³ •    = ds (1 — 0,5236) = 0,4764 ds der Poren

quotient, welcher also ohne Rücksicht auf die Größe der Kugeln immer rund 48 °/₀ des Gesamtvolumens beträgt. Dies gilt jedoch nur für die Anordnung laut Fig. 23.

Bei der Lagerung Fig. 24 sinkt der Porenquotient als Minimum auf rund 26 °/₀ herab.

Nun ist der Inhalt einer Kugel J = d³ ■

Praktische Versuche haben ergeben, daß der Porenquotient für lockeren Sand zwischen 38 und 51°/₀, im Durchschnitt 43°/₀, bei kompaktem Sand zwischen 30 und 42%, im Durchschnitt 36°/₀ liegt, wobei die Maxima bei stark lehmigem Sand konstatiert wurden.

Andere Versuche ergaben als Porenquotient für feine bis grobe Sande \on Korngrößen bis 1 mm 55 °/₀, und sehr grobe Sande bis mittleren Kies, also d bis 7 mm, 38 %

mm

.    . 42,0°/

.    39,6 „

.    36,0 „

.    36,0 „

•    36,7 „

.    24,0 „ .

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Endlich sind noch nachstehende Werte in der Literatur angeführt: feiner Sand, kleiner wie % mittlerer „ grober

d^>7 mm,

. d = 4—7 mm,

. d — 2—4 mm, d — 1,6—2 mm, d— 0,50—1,6 mm, d — 0,25—0,50 mm, . d — 0,05—0,25 mm, d < 0,25 mm.

Bei dieser Gelegenheit sei hervorgehoben, daß nach der Beschaffenheit (Gestalt) der Körner des feinen und mittleren Sandes die Art der Ablagerung beurteilt werden kann, indem die Sandkörner durch Anschwemmung abgelagert, eckige Formen zeigen, bei Anflug (z. B. Lößablagerungen) abgerundet erscheinen, währenddem die schweren, also größeren Körner natürlich überall rund — abgeschliffen — sind, da sie nicht schwebend vom Wasser weiter bewegt wurden, wie die feinen Partikel, welch letztere bei äolischer Fortbewegung ebenfalls abgerollt würden.

Bezüglich der Durchlässigkeit der Böden und Gesteinsarten, welche rücksichtlich der Durchsickerung auf die Bildung und Menge des Grundwassers ebenfalls Einfluß haben, gibt O. Lueger nachstehende Werte über Porenquotienten an:

Torferde...............

schwarzer, humoser, kalkig-lehmiger Sandboden humusarmer, stark toniger Boden .    .

sehr toniger Boden

Mergel.....

Kreide.....

Kalktuff.....

Kalkstein (oolithisch)

Kalkstein ....

0,1 — 0,6 o/o,

Marmor

Dolomit

0,36— 0,86 „ 0,05— 0,45 „ .

4,4

Porphyr ....

Diorit.....

Syenit ....

Granit grobkörnig Granit feinkörnig

Überdies ist die Größe des Porenvolumens nicht immer ausschlaggebend für die Beurteilung der Wasserdurchlässigkeit, indem z. B. Ton und sehr feiner Sand trotz des großen Porenvolumquotienten sehr schwer durchlässig sind, nachdem die große Kapillarität die Bewegung des absteigenden (durchsickernden) Wassers hindert.

Um das Porenvolumen eines bestimmten Materiales, z. B. Sand, praktisch genau genug zu bestimmen, wird ein Gefäß vom Inhalte J mit dem eingerüttelten Material ganz gefüllt, und gießt man nun vorsichtig so lange Wasser ein, bis der Wasserspiegel die Oberfläche des Sandes erreicht; ist M die Menge des zugeschütteten Wassers, J jene des Sandes (beide in der

M

gleichen Volumeinheit ausgedrückt), so ist der Porenquotient = 100 •

Ist nun auf eine oder die andere Weise das Porenvolumen, d. h. der wasserhaltende Querschnitt, bestimmt oder angenommen worden, so handelt es sich noch um die Bestimmung der Geschwindigkeit des Grundwassers, welche nach einer der später zu besprechenden Methoden durchgeführt werden kann.

wohl nur

Unter Annahme des nach den auf S. 101 hervorgehobenen Reduktionen verminderten wasserhaltenden Querschnittes (Porenvolumens) eines bestimmten aufgenommenen Grundwasser-Durchflußprofiles und der Geschwindigkeit kann dann die Grundwassermenge (meist pro Tag ausgedrückt, da die kleine Geschwindigkeit gleichfalls pro 24 Stunden bestimmt wird) theoretisch — ermittelt werden, welches Resultat äußerst selten, und das nur annähernd mit der wirklichen Grundwassermenge übereinstimmt, daher diese Berechnungsmethode keinen praktischen Wert besitzt.

Prof. Dr. Keil hack schlägt für die Berechnung der Grund wassermengen aus Fläche und Geschwindigkeit folgenden Weg ein:

Ist v₁ das Volumen der von einer bestimmten Gesteinsmenge z/₂ aufgenommenen Wassermenge (Wasserkapazität oder Wasseraufnahmsfähigkeit), so ist das

v^ — vx

Porenvolumen =

Sei nun das Porenvolumen = F₁ die wasserdurchlässige Fläche, so ist

h

Q = F.v und v = K.a, wobei das Gefälle a —

Der Reibungskoeffizient K schwankt nun bedeutend und kann angenommen werden:

. K = 0,00025, . K = 0,002,

_ Wird beispielsweise ein Litergefäß = 1000 cm³ mit Sand gefüllt und nun so viel Wasser hineingegossen, bis dasselbe an die Oberfläche des Sandes reicht, und seien hierzu 400 cm³ Wasser nötig, so ist in diesem Falle das

400

400

2

ip oder der Sand hat 40 °/₀ Wasser

Porenvolumen = aufgenommen.

Das Porenvolumen schwankt sehr bedeutend, und ist bei Granit, Tonschiefer, dichtem Sandstein kleiner als Sandstein schwankt dasselbe von

1000 — 400    600

vx — 100—200, also

bei Kiesen und Sanden

1000 — 10 100

7 bis

3

= 300—420, also ca. — bis

100

200

bei lockerem

1000 - 100

1000 — 200    4

00 IO

für Sand von ¹/₄ mm Korngröße ....

„ groben Sand von 2 mm Korngröße .    .

„ Schotter von 10 mm Korngröße ....    W=0,01,

„ sandfreien Kies von 50 mm Korngröße . K = 0,05.

Sei nun z. B. das Gefälle a — 0,010 (10 °/₀₀) und K — 0,01 (Schotter),

so wird v = K. a = 0,0001 m pro Sekunde (x/₁₀ mm).

Wäre nun die wasserführende Schotterschichte 10 m mächtig und ein Querprofil 100 m breit, so ist F — 1000 m². Sei nun das Porenvolumen = x/₅, so ist die wasserdurchlassende Fläche F± — 200 m², somit

Q = 200 m².0,0001 = 0,02 m³ = 20 1 pro Sekunde, oder die Grund wassermenge pro Tag

Q.uh ₌ 86400sec-. 0,02 = 1728 m³.

2. Ergiebigkeit einer Gravitations-Grundwassersammelleitung

(gelochte Steinzeugrohrleitung, Saugkanäle etc.) (Fig. 25).

Ist vx die Geschwindigkeit, mit welcher das Grundwasser im Abstande x der Sammelleitung zufließt, und b die Länge dieser Saugleitung, und bedeutet Kx den Porenvolumskoeffizienten, so beträgt die auf dieser Seite in das Rohi gelangende Wassermenge Q = vx.y.b.Kv Das entsprechende Gefälle ■vviid durch die in Punkt t an die Depressionskurve gezogene Tangente repräsentiert,

also = es wird daher in die allgemeine Darcysche Formel v = K. J — K ■ ax

a) Keilhack, Praktische Geologie 1908.

substituiert:

vx=K-

dy

dx

und somit Q = K. Kx.y. b •

dy

dx

Aus dieser Gleichung ergibt sich für x—o und y = h:

K.Kx.b

2x

die Depressionskurve ist also ein Parabel der Gleichung

K.Kx.b

-f- h².

Für die Grenzwerte y — H und x — L wird

Q= K.Kx.b(H°- — h²).

2 JL    ’

findet der Zufluß von beiden Seiten statt, so ist Q doppelt zu nehmen.

Die Entfernung L entspricht einem Punkte der Entnahmegrenze, wo also die Absenkung gleich oder nahezu Null ist. Aus der Form der Depressions-

vm6e5enkter Jasser spiele]

)T>

w<x ss er dichte Schichte

Fig. 25.

kurve ist zu ersehen, daß bei der Eintrittsstelle in die Sammelleitung die Geschwindigkeit am größten ist, daher zwecks Verhütung einer Versandung das Drainagerohr etc. mit einer Schotterlage zu umgeben ist.

Nach der von Prof. Forcbheimer durchgeführten analytischen Entwicklung für kürzere Sickerschlitze ist die Ergiebigkeit einer solchen von der

. ... /

Länge / so groß, wie diejenige eines Brunnens vom Durchmesser unter An

nahme gleicher Depressionstiefe.

3. Ergiebigkeit eines Sammelbrunnens (Fig. 26 und 27).

Da der Zufluß von' allen Seiten bei nahezu horizontal angenommenem Grundwasserspiegel radial stattfindet, die Entnahmegrenze also nahezu eine Kreislinie darstellt, die Depressionskurve die Erzeugende eines parabolischen Kegels bildet, so erhalten wir nachstehenden Wert für Q in einem beliebigen Punkt t:

Ist vx die Geschwindigkeit im Punkt t, so ist Q = Kx .2n . x . y. vx> so ist Q — K. Kx . 2 7i. x . y •

und da v = K ■

d x

; für oc — r wird y = h

und

Q = K.K₁.rc(y*- 7F-)

log. nat.

sc

und für y = II wird sc = B und

A . /v ₃ . n (H* — 7P)

log. nat. — v

Baurat Thiem, welcher diese Gleichungen vor längerer Zeit aufgestellt, hat vor einigen Jahren (1902) gelegentlich eines von ihm für die Stadt Prag erstatteten Gutachtens eine neue Auswertung der variablen Koeffizienten be-bezüglich der Durchlässigkeit des Bodens entwickelt, wenn durch einen Pumpversuch aus einem Rohrbrunnen und einigen innerhalb der Entnahmegrenze

LANGENPROFIL.

d BeobachPRohr

2. B eobcxcVit Bohr.

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GRUNDRISS.

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K-

Str6munQ,S R.icViLutiq^-

Eig. 26.

abgeteuften Beobachtungsröhren die Gestalt der Absenkungskurve festgestellt wurde.

Für den Durchlässigkeitsfaktor führt Thiem eine absolute Maßeinheit — die Einheitsergiebigkeit s — ein, d. i. jene Wassermenge, welche in der Zeiteinheit bei dem Gefälle 1 und der Fläche 1 geliefert werden würde.

Bezeichnet man mit

F die Profilfläche,

i das in ihr herrschende natürliche spezifische Gefälle, s die Einheitsergiebigkeit,

Q die das Profil F durchfließende Wassermenge,

dann ist nach dem Darcysehen Gesetze Q — s.F.i,

F und i werden nun bestimmt durch Bohrungen, aus deren Schichtenfolgen die Mächtigkeit der wasserführenden Schichte und das Grundwasserspiegelgefälle hervorgehen. Bei der geringen Entfernung dei Bohrröhren

vom Rohrbrunnen müssen    _

Bruchteile von Millimetern vorgenommen werden, was Thiem unter Zuhilfe-

die Nivellements der Wasserspiegel natürlich auf

nähme von genauen Senkeln und daran gehängten präparierten Papierstreifen (ohne kapillare Ansaugung) ermöglicht.

Die Bestimmung des Wertes s erfolgt nun in folgender Weise:

Im Längenprofil und Grundriß (Fig. 26) ist die Strömungsrichtung angedeutet, wobei der Grundwasserspiegel geneigt, eben und parallel zur undurchlässigen Sohle angenommen ist. Die Breite dieses Grundwasserstromes wäre unbegrenzt.

Ein Rohrbrunnen und zwei Beobachtungsröhren wurden in einer Linie liegend abgeteuft und nun durch einige Zeit aus dem Rohrbrunnen ein konstantes Quantum entnommen und dadurch ein bestimmter Depressionswasserspiegel hervorgerufen, dessen Verlauf zwischen dem Brunnen und der

2. Bohrröhre (Beobachtungsrohr) genau bestimmt werden kann.

Thiem bezeichnet nun mit r den Brunnenhalbmesser,

q die gemessene Brunnenergiebigkeit bei der erzeugten Depressionstiefe, qx die Ergiebigkeit, welche der Brunnen unter sonst gleichen Umständen haben würde, wenn die natürliche Grundwassergeschwindigkeit gleich Null, der natürliche Spiegel und die Sohle also horizontal wären, y den Neigungswinkel der undurchlässigen Sohle gegen den Horizont, i das natürliche spezifische Spiegelgefälle,

H die Mächtigkeit der wasserführenden Schichte,

x und y die Koordinaten der Depressionskurve, bezogen auf die geneigte Sohle mit der Brunnenachse als Anfangspunkt.

Legt man im Grundriß durch den Brunnenmittelpunkt in der Strömungsrichtung einen Sektor mit dem Zentriwinkel dg), so fließt in diesen Sektor in der Entfernung x vom Brunnen eine Wassermenge dq, die sich zusammensetzt aus der algebraischen Summe von natürlich und künstlich fließender Menge.

Da das Gefälle ein physikalischer, an die Horizontale gebundener Begriff ist, so muß auch die Gefällswertung der Kurven sich auf eine wagrechte Abszisse, also auf die durch die Brunnensohle gelegte Horizontale beziehen.

Es ist

dq — ex . cos.y . dg .y •

d (y 4- x . sin. y)

dx (x . cos. y)

Da für den sehr kleinen Winkel y an Stelle des Sinus die Tangente gesetzt werden kann, so ist:

dq = ex .dg .y •

dy

dx

+ i)

ferner ist

dq = ex.dg.y.i-f

qx.r .dg

2r. tc

Das erste Glied rechts vom Gleichheitszeichen ist die im Sektor im Abstand .* natürlich fließende Menge, das zweite die künstlich fließende. Diese tritt gleichmäßig verteilt in den Brunnen mantel ein und jeder laufende

Meter Umfang erhält die Menge

mithin der Sektor

qr .dg

-—; nun ist

2 r .tc

(h__ qt

dx 2 7i

also

P.

q J a X

2 71

rh i    , Ti

}hy-dy

qx ln . ax — ln . a

hx² — A²

, wobei ln — log. nat.

Der im fließenden Wasser stehende Brunnen hat aber unter sonst gleichen Umständen dieselbe Ergiebigkeit, wie der im ruhenden Wasser stehende, was Thiem an verschiedenen Orten früher schon nachgewiesen hat; man kann deshalb an Stelle von qx die beobachtete Ergiebigkeit q setzen.

Das natürliche Gefälle i ist aus obiger Gleichung verschwunden und die Auswertung von s kann daher bei jedem beliebigen Gefälle sich vollziehen. Die Verbindungslinie des Brunnens und der Beobachtungsrohre kann auch von der Strömungsrichtung abweichen, ja sogar senkrecht darauf stehen, in welchem Falle die natürliche Spiegellage horizontal ist.

t/5

V\

tsl

------fd --

I'.

Gr*--!

Mg. 27.

in die Grundgleichung von Q

Nach Einführung des Wertes von s

ergibt sich:

F. i . q ln . ax — ln . a Q— n

F ist aber das Produkt aus der Profillänge / und der Mächtigkeit H der wasserführenden Schichte; die letztere ist jedoch mit Bezug auf die Fig. 27.

hx -f* h Sj -j- s

Das zweite Glied kann in Form eines aliquoten Teiles n des ersten ausgedrückt werden, also:

— s — sx ist,

so wird

(1 n)l .i . q (ln . ax ® ~~    2 7T . (« — Sx)

— ln. a)

Um mit Rücksicht auf die Mächtigkeit und lokale Verschiedenheit der wasserführenden Schichte und des Grundwassergefälles die Ergiebigkeit Grundwasserstromes zu berechnen, ordnet Thiem, entsprechend verteilt, Vereinen! Rohrbrunnen und wenigstens

suchsbrunnengruppen an, deren jede aus

Während aus

drei in Dreiecksform situierten Beobachtungsröhren besteht, dem Rohrbrunnen ein bestimmtes Quantum geschöpft wird, erfolgt gleichzeitig

die Beobachtung der Depressionstiefen nach Eintritt des Beharrungszustandes im gesenkten Grundwasserspiegel, und werden daraus die entsprechenden Grundwasserschichtenlinien konstruiert und die lokale Richtung des Grundwasserstromes bestimmt.

Nach Lueger stellt sich die Ermittelung des Q bei einer bestimmten Absenkungstiefe s wie folgt, wobei eine nahezu horizontale wasserhaltende (undurchlässige) Schichte, also ein gleicher Wasserspiegel angenommen wird, daher die Entnahmegrenzenkurve eine Kreislinie vom Radius R ist. Lueger bezeichnet mit

F den wasserdurchlässigen Querschnitt;

K den Durchlässigkeitskoeffizienten, vom Durchmesser des Sandkornes abhängig. Annähernd drückt Lueger den Wert für K in Meter aus durch den Durchmesser der Sandkörner in Millimeter — also für einen groben Sand von 2 mm Korngröße entspräche ein K — 0,002, für sehr feinen Sand von ¹/₄ mm Größe ein K— 0,00025;

den Modul für das freie Durchflußprofil, d. h. das Verhältnis des Porenvolumens zum Gesamtvolumen;

v die Geschwindigkeit;

Q das sekundliche Wasserquantum.

Für einen beliebigen Punkt t (siehe Fig. 27) der Depressionskurve im Abstand x vom Brunnen entspricht der wasserdurchlässige Querschnitt F einer Zylinderfläche vom Radius ac und der Höhe y; es ist also:

F — 2 n . (f . x .y, und nachdem Q = F.v, so ist v

2 tc . (p . x .y

Ist dy die wirksame Druckhöhe, welche hinreicht, zwischen zwei im Abstand dx auseinander liegenden Ringflächen die Reibung im Sande zu überwinden, dann ist:

v = K-

dy

dx

Die Integration ergibt nun:

2 n. (p . x . y

— • los;, nat. x + C. <P

71. K.

Für den Mantel des Brunnens istjy = /q der Wassertiefe im Brunnen selbst, und x = r\ war H die Wassertiefe vor Beginn des Pumpens, s die erzielte Depression im Brunnen, so wird für x — r das

C. = (H- sf

Tl . K. (f

y² = (H— s)²-+

■ log. nat. r,

X

• log. nat. —

mithin:

die Gleichung einer Rotationsfläche.

Ist R die Entfernung vom Brunnen, bei welcher y nahezu gleich H wird, so wird y = H und x — R,

also :

71 . K. (f

Q —7C .K .

H² — (H— s)²

v--W

log. nat. —

Daraus ergibt sich die Depression (Absenkungstiefe) s:

Q ,    Ji

--* log. nat. — .

7t . K cp

Näheres über Grundwasserberechnungen siehe unter anderen Publikationen: Handbuch der Ingenieurwissenschaften (Wasserbau, III. Kapitel, Ingenieur Oesten); Lueger, Wasserversorgung der Städte; König, Wasserleitungen, 1907.

Bei allen diesen theoretischen Berechnungen wurde zumeist Sand gleichförmiger Beschaffenheit als Träger des Grundwasserstromes angenommen. Nun besteht die wasserführende Schichte sehr selten aus diesem Materiale, sondern zumeist aus verschieden große Schotter, Gerolle mit wenig oder viel Sand gemischt. Da versagen nun die theoretischen Formeln und wird man daher dieselben nur für generelle Projektsberechnungen gebrauchen können, während für Detailprojekte unbedingt direkte Pump versuche und event. direkte Geschwindigkeitsmessungen vorgenommen werden müssen.

Die Pump versuche müssen sich auf möglichst lange Zeit in Form eines kontinuierlichen (Tag und Nacht andauernden) Betriebes erstrecken, sind womöglich auch in der Periode des tiefsten Grundwasserstandes (Trockenheitsperiode) vorzunehmen, und schließlich ist, wie andererorts erwähnt, noch eine Reduktion des erhaltenen Minimums im Vergleich mit noch niederschlagsärmeren Jahren durchzuführen.

s - II

von

4. Direkte Messungen der Grundwassergeschwindigkeit.

Direkte Messungen der Geschwindigkeit können in der Vreise vorge-werden, daß eine Kochsalzlösung (150—200 kg) in ein Bohrloch

nommen

geschüttet und die Zeit bestimmt wird, bis in dem Wasser eines unterhalb liegenden zweiten Bohrloches, durch eine volumetrische Anatyse (Titriermethode) mittels Silbernitrat nachgewiesen, der Kochsalzgehalt zu konstatieren ist.

So fand Thiem die Tagesgeschwindigkeit des Grundwassers in der

^ = 20 °/₀₀ im Mittel mit v — 38,3 m,

Nähe von Stralsund bei einem Gefälle von aus welcher er dann K bestimmte.

K-h-

Da v =

= K. /, so ist

k=4

J 86400sec-. 0,02

= 0,022.

In das obere Bohrrohr wurden 150 kg Kochsalz eingebracht und die

Ankunftszeit der Salzwelle in den andern drei in Entfernungen \ on 23 m,

Die Vornahme

23 m und 44 m im Stromstrich gelegenen Bohrröhren gemessen, dieser zahlreichen Analysen ist eine zeitraubende Arbeit und doch nicht genau.

An Stelle des Kochsalzes versuchte man Färbungen des Grundwassers mit Eosin (wasserlösliches Tetrabromfluoresceinnatrium C^H^BrJD^Na^ welches dem Wasser selbst in großer Verdünnung eine rötliche, ins Gelbe spielende Färbung verleiht und erbsengrün fluoresziert, später insbesondere abei mit Fluorescein (C₂₀//₁₂O₅) und Uran in (Fluoresceinnatrium C!i0H1QObNa₂) auch Fuchsin, welches nur den 10. Teil Färbekraft wie Uranin besitzt und zu den schädlichen Anilinstoffen gehört. Uranin ist speziell in kolossaler bis

₉qqq millionstel Verdünnung durch seine gelbgrün opalisierende Farbe besonders in tiefen Wasserschichten (aber auch schon in einem Glasrohr von 5 cm Höhe) noch deutlich wahrnehmbar. 1 g Uranin genügt für 100 cm3 Wasser; nach anderen soll man mit einer Lösung von 1 g Uranin in 10 g Wasser, welche tropfenweise zugesetzt wird, in vielen Fällen auskommen.

Die praktischen Erfahrungen bei den sehr zahlreich ausgeführten Versuchen mit Fluorescein und Uranin, welche zumeist zufriedenstellende Resultate lieferten, haben jedoch auch ergeben, daß Uranin sich zu Färbungsversuchen nur dort empfiehlt, wo das Grundwasser sich auf Steinklüften oder aber in einem Wasserträger mit großen Hohlräumen bewegt, während es in feinkörnigen Sanden etc. vollkommen versagt hat, nachdem die Bodenteilchen das bisher zumeist als Uraninkali verwendete Salz begierig absorbieren.

Man verwendet daher am besten Natriumuranin, welches vom Boden weniger absorbiert wird, als Kaliumuranin.

Um Täuschungen vorzubeugen, empfiehlt es sich, bei großen unterirdischen Wasserläufen 5—20 kg dieses Salzes zu verwenden und zur Beobachtung der Fluoreszenz eine Glasröhre von wenigstens 1 m Höhe zu verwenden.

Bei undeutlicher Fluoreszenz füllt man in eine Schüttelflasche von 1 1 Inhalt 700 cm³ des zu untersuchenden Wassers, säuert dasselbe mit Salpetersäure etwas an, gibt dann 250 g Äther hinzu und schüttelt so lange, bis der Äther größtenteils absorbiert ist, so daß bloß 10—30 cm³ Äther sich noch auf der Wasseroberfläche ansammeln, welches Quantum dann mit einer Pipette abgezogen und mit einem Tropfen Ammoniak versetzt wird, wobei die Fluoreszenz sofort sichtbar wird, nachdem der gesamte Farbstoff vom Äther aufgenommen ist (insbesondere beim Durchsehen einer höheren Wassersäule gegen einen weißen Hintergrund).

In neuester Zeit wird zur spektroskopischen Untersuchung Lithiumchlorid empfohlen, welches sich im Boden wohl in Lithiumkarbonat verwandelt, das jedoch gleichfalls löslich ist. Es wird weniger stark absorbiert, gibt eine sehr charakteristische, spektroskopische Reaktion selbst dann noch, wenn in 1 1 bloß der 7 millionste Teil eines Grammes enthalten ist.

Das Chlorlithium ist auch völlig unschädlich.

1 kg Lithiumchlorid reicht für 100000 m³ Wasser aus, um spektroskopisch noch nachgewiesen zu werden. Man dampft 50—100 g des Wassers im Wasserbade bis auf einige Tropfen ein und piüft mit Hilfe des Spektroskops, ob die charakteristische rote Lithiumlinie im Spektrum erscheint.

Sehr häufig werden derartige Versuche angestellt, um den Zusammenhang zwischen Karst-Dolinenabflüssen oder Wasserläufen mit den Ausflüssen entfernt liegender Quellen zu konstatieren.

Es kann hierdurch in vielen Fällen auch die Menge des von dem oberirdischen Lauf stammenden Wassers bestimmt werden, wenn die Quelle auch noch durch anderweitiges Sickerwasser gespeist wird.

Es ist dann notwendig, das Quantum des durch die Quelle an den Tag geförderten Farbstoffes zu bestimmen, wobei natürlich auch genaue Messungen der Wassermengen beiderseits notwendig werden.

bestehend in einer Reihe von mit

Mittels einer Fluoreszenzskala, titrierter Fluoresceinlösung gefüllten Röhren, kann der Gehalt dieses Farbstoffes durch Vergleich der Fluoreszenz des Wassers beim Flusse und der Quelle annähernd gefunden werden.

Es ist notwendig, während der ganzen Färbungszeit von den Quellen Wassermuster zu schöpfen und kann dann auch Intensität und Dauer der Färbung in Form einer Kurve graphisch dargestellt werden.

Um das Wasserquantum des oberirdischen Zuflusses zu bestimmen, muss man annehmen, derselbe sei während derselben Zeit, welche der mittleren Färbungsdauer der Quelle entspricht, ebenfalls gleichförmig mit der ganzen verwendeten Farbmenge gefärbt gewesen.

Bei großen Quellen, welche aus zerklüftetem Kalkstein austreten, wo also keine Filtrationszuflüsse vorausgesetzt werden können, dauert die Färbung mit Fluorescein zumeist allgemein nur sehr kurze Zeit, einige Stunden bis einige Tage, die intensive Färbung noch kürzer.

Je größer die von dem unterirdischen Wasserlauf (z. B. im Karst) durchflossenen Hohlräume sind, desto schwächer und länger andauernd werden die Färbungserscheinungen werden, ja es wurde mitunter in manchen Fällen durch den Färbungsversuch kein Zusammenhang konstatiert, wo ein solcher nach anderen Erscheinungen unzweifelhaft besteht. In diesem Falle kann nur angenommen werden, daß der Höhlenfluß ein großes unterirdisches Wasserbecken durchfließt, in welchem eine ungeheure Verdünnung des Farbstoffes eintritt, oder aber derselbe infolge Porosität des Gesteines von letzterem vollständig aufgesaugt wird.

Bei Schichtquellen, welche also durch gut filtrierende Schichten gespeist werden, durch welche auch die oberflächlichen Zuflüsse zusickern, tritt die Färbungsintensität, selbst bei großen Mengen eingeb rächten Farbstoffes, nur sehr schwach auf, so daß ohne Anwendung eines sehr empfindlichen Fluoreskops die Versuche resultatlos verlaufen können.

(Bericht von Prof. Dr. Schardt-Neuchätel in der geolog. Gesellschaft zu Basel im September 1910.)

Abgesehen von dem Zeitaufwrande kann durch diese Methoden wohl die Ankunftszeit, also die mittlere Geschwindigkeit zwischen den zwei Bohrröhren ermittelt werden, jedoch nicht die einzelnen Phasen in der Fort

bewegung dieses Reaktionsmittels.

Das letztere ermöglicht die neue elektrolytische Methode der

Professor Slichter

Geschwindigkeitsmessung des Grundwassers

in Wisconsin (U. S. A.). Professor Slichter bedient sich bei seiner neuen Methode der Elektrolyse, das heißt der elektrochemischen Zersetzung eines

Zu diesem

von

Salzes, und verwendet als Elektrolyt Salmiak (Chlorammonium).

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Behufe werden mit Rücksicht auf die Ermöglichung einer raschen Bestimmung und andererseits auf die zumeist sehr kleine Geschwindigkeit des Grundwassers in geringen Entfernungen zwei Rohrbrunnen (verrohrte Bohrlöcher, besser gelochte Röhren, ähnlich den Thiemschen Filterbrunnen) abgeteuft.

Im Interesse der Ermittelung der maßgebenden Geschwindigkeit für hydrotechnische Projekte (beispielsweise Grundwasserversorgungen) wird man auf Grund des früher konstruierten Grundwasserschichtenplanes diese beiden Versuchspunkte in der Linie des größten Gefälles, also senkrecht auf die zwei korrespondierenden Horizontal-Grundwasserkurven anordnen.

Das von Professor Slichter nach zahlreichen Versuchen mit anderen Salzen schließlich akzeptierte und verwendete Chlorammonium besitzt den Vorteil der leichten Löslichkeit in Wasser, großer Leitungsfähigkeit und

¹

Bestimmung der Ergiebigkeit eines Grundwasserstromes durch

²

Rechnung.

³

Für generelle Schätzungen der Ergiebigkeit eines Grundwassergebietes kann man auch den Weg rechnerischer Ermittelung einschlagen. Als Rechnungsfaktoren werden in diesem Falle maßgebend sein:

⁴

1. das Gefälle, welches direkt aus dem Grundwasserschichtenplan entnommen,,

⁵

aus welchem die Geschwindigkeit gerechnet werden kann;

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Fig. 28.

Billigkeit; es verhält sich im Hinblick auf den vorliegenden Zweck genügend inaktiv gegen das umgebende Medium und weist einen geringen Diffusions-Koeffizienten auf. Dieses Salmiaksalz wird vor Beginn der Messungen in den in bezug auf die Nivellete des Grundwassers höher gelegenen Brunnen eingebracht. Slichter verbindet zuerst die zwei Brunnen durch einen leitenden Draht (Fig. 28), schaltet eine kleine, aus einigen Elementen bestehende Batterie und einen Amperemeter ein und läßt von dem nach dem höher liegenden Brunnen führenden Draht einen zweiten Draht abzweigen, welcher isoliert in das Wasser des unteren Brunnens hinabgeführt wird.

Die Verbindungsleitung zwischen Draht und eisernem Brunnenrohr wird durch ein Messingband mit Klemmschraube hergestellt, während der in das Wasser des unteren Brunnens hinab reichende Draht mit Kautschuk isoliert ist und das Brunnenrohr nicht berühren darf. Der Draht von dem Brunnen-

Nach Ankunft der Salzwelle bleibt die Nadel stehen, da sich sodann die Leitungsfähigkeit des Wassers für den elektrischen Strom zwischen den zwei Brunnen vorläufig nicht ändert, geradeso wie vor dem Beginn des Einschüttens des Salmiaks.

Während innerhalb der Zeit der allmählichen Annäherung der Salzwelle der Ausschlag des Zeigers bei graphischer Auftragung der entsprechenden Beobachtungszeiten eine gleichmäßig ansteigende Kurve repräsentiert, wird die letztere im Augenblick der Ankunft der Salzwelle plötzlich um ein Viertel bis ein Fünftel der bisherigen gesamten Steigung in die Höhe gehen.

Abgesehen von der Ersparnis der zeitraubenden Analysen des Salzwassers bei den älteren Methoden liegt ein Hauptvorteil der Slichterschen elektrolytischen Methode, wie eingangs erwähnt, in der Ermöglichung der Beobachtung der einzelnen Bewegungsphasen der Grundwmsserwelle.

Professor Slichter nahm die meisten Messungen in ehemaligen Altwasserarmen, welche durch Glazialschutt, aus grobem Granitschotter bestehend, oder durch aus den Goldwäschen angeschwemmten Schotter angefüllt wurden, und zwar ganz in der Nähe des offenen Flußbettes oder auf einer Insel zwischen zwei Armen des Arkansasflusses in Western-Kansas vor. Er verwendete zweizöllige Röhren und ordnete 4 derselben derart an, wie es die Fig. 28 zeigt. Die Röhren A*₂, Rs und R± sind voneinander je 2 Fuß und von der oberen Röhre R1} in welche die Salmiaklösung eingegossen wird, je 4 englische Fuß entfernt als Schlagbrunnen eingerammt, und wurde die Ankunft der Salzwelle in allen 3 unteren Röhren gleichzeitig beobachtet.

unter

Slichter fand unter anderem nachstehende Tagesgeschwindigkeiten Anwendung äußerst kurzer Beobachtungszeiten /, wobei jedesmal die Weglänge s = 4 engl. Fuß ä 0,305 m — 1,22 m betrug:

= 17,38 m

Voih — 86400 •

t= i h 40 m = 6 000sec-,

r°hr ^ tiefei liegenden Böhrloehes, in welcher Leitung das Amperemeter eingeschaltet ist, fuhrt zu dem einen Pol der Batterie, während der andere Pol sowohl mit dem Rohre des oberen Brunnens, wie mit der inneren Elektrode des unteren Brunnens zu verbinden ist.

das W asser des oberen Brunnens mit Chlorammonium

Ausschlag des Amperemeters die allmähliche Ver-, wenn

Wird

nun

setzt, so kann man am änderung der Stromstärke erkennen

ver-

das durch die Salmiaklösung besser leitend gemachte Wasser des einen Brunnens sich in der Bewegungsrichtung des Grundwassers dem anderen Brunnen nähert, allmähliche Annäherung des reinen Grundwassers sich durch ein langsames Steigen des Zeigers am Galvanoskop zu erkennen gibt, zeigt sich die Ankunft des salmiakhaltigen Grundwassers des oberen Brunnens durch einen plötzlichen stärkeren Ausschlag der Galvanoskopnadel Es ist also nicht nur

Während die

am unteren

an.

die langsame Bewegung des Grundwassers indirekt bemerkbar, sondern auch der Moment der Ankunft der Salzwelle beim unteren Brunnen markant hervortretend.

1,22 m

6000 •sec-

/= 2öh

= 90000

— 86 400 •

1,22 m

90000sec'

= 1,16 m,

t= 18*

= 64800*“-,

v2ih ” 86400 •

l,22m

64800*“-

= 1,62 m.

v2ih — 86400 •

1,22™

= 2,01 m,

t = 14¹/₂ä    =52200*“-,

Die Beobachtungszeiten waren in einzelnen Beobachtungen etwas größer wie die hier angegebenen, indem die kleinste Tagesgeschwindigkeit 0,915 in betrug.

In der kulturtechnischen Versuchsstation auf dem Versuchsgute der Wiener Hochschule in Groß-Inzersdorf sollen später auch diese Versuche nach der Methode Slichter durchgeführt werden.

52200*“-

Direkte oberirdische Messung der Grundwassergeschwindigkeit.

Dort wo größere resp. weitere Brunnen zur Verfügung stehen, wie beispielsweise Fabrikbrunnen von einigen Metern Durchmesser, kann die Richtung und Geschwindigkeit des Grundwasserstromes unmittelbar durch Schwimmer sehr genau konstatiert werden. Natürlich sind einige Versuche notwendig, um die Eintritts- und Austrittsstelle des Grundwassers zu finden und dann erst die Zeitbestimmung — die Schwimmdauer innerhalb des Brunnendurchmessers zu bestimmen — und daraus die Geschwindigkeit des Grundwassers zu berechnen. Bei der bekannten äußerst geringen Geschwindigkeit, welche pro 24 Stunden ausgedrückt wird, wird die Schwimmdauer eine ziemlich beträchtliche sein. Zur besseren Beobachtung insbesondere bei tieferliegendem Grundwasserspiegel ist dessen Beleuchtung mittels eines Spiegels vorteilhaft, ebenso ist zu beobachten, dass vor Beginn der Beobachtungen längere Zeit eine Wasserentnahme aus dem Brunnen nicht erfolgen und der Schwimmer in seiner Bewegung nicht durch Luftzug etc., gestört werden darf.

5. Künstliches Grundwasser.

Um bei später eintretender zu großer Inanspruchnahme der Pumpwerke dem fühlbaren Wassermangel zu begegnen, hat man in einzelnen Fällen die künstliche Erzeugung von Grundwasser versucht.

So stieg beispielsweise in Frankfurt a. M. die notwendige Leistung der drei im Stadtwald gelegenen Grundwasserwerke von ursprünglich 20000 m3 jetzt auf nahezu das Doppelte, welche Bedarfsdeckung nur durch eine Senkung des Grundwasserspiegels bis zu 6 m halbwegs ermöglicht wurde. Nachdem aber eine weitere Absenkung den Bestand des Waldes gefährden würde, werden nunmehr täglich 500 m³ gewöhnliches Mainflußwasser zunächst einem Vorfilter zugeführt, um durch Zurückhaltung der gröberen Schwebestoffe die natürlichen Sandschichten des Untergrundes nicht zu verstopfen, sodann durch eine 3 m tief gelegene, 50 m lange Drainageleitung dem an der Versickerungsstelle 13 m tief gelegenen Grundwasserstrome zugeführt. Die natürliche Bodenfiltration ist eine derart vorzügliche, daß bereits 100 m unterhalb der Versickerungsstelle das so künstlich geschaffene Grundwasser laut Analysen gleichwertig dem natürlichen Grundwasser ist, welches durch die Pumpwerke gehoben wird. Eine Vergrößerung dieser 1908 gebauten Versuchsanlage ist daher bereits in Aussicht genommen. Um zu dem natürlichen Grundwasser zu gelangen, benötigt das eingesickerte Mainwasser volle 14 Tage, während welcher Zeit aber die Selbstreinigung erfolgt. Es wurde konstatiert, daß nach Zurücklegung eines unterirdischen Filtrationsweges von 20 m das Wasser bereits keimfrei ist, bei 75 m ein Temperaturausgleich stattfindet und bei 100 m Weglänge die dem Mainwasser eigentümliche Färbung verloren geht. Das eingesickerte Mainwasser fließt zuerst als solches gereinigt im sandigen Bodenuntergrund weiter, später, sich mit dem natürlichen Grundwasser mischend, der Brunnen- (Pumpen-) Anlage, welche 500 m unterhalb liegt, zu. Nach dem von Baurat Scheelhase (Frankfurt a. M.) bei der in Dresden 1911 stattgefundenen Jahresversammlung des deutschen Vereines der Gas- und Wasserfachmänner erstatteten bezüglichen Bericht soll das eingesickerte Wasser zur Zurücklegung dieses 500 m langen Weges „drei Jahre“ benötigen! (Zeitschrift des Vereins der Gas- und Wasserfachmänner in Österreich-Ungarn 1911, S. 356.) Dies ergäbe eine Tagesgeschwindigkeit von nur 0,2 m.

Nach einem in der gleichen Zeitschrift pag. 868 enthaltenen

Artikel wird von einer mehrere Kilometer langen Zuleitung gesprochen; sollte

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Querprofil durch das Flußtal hei Göteborg (Schweden).

Fig. 29.

daher obige Zahl infolge eines Druckfehlers 5000 m heißen, dann entspräche dies einer Tagesgeschwindigkeit von 2 m. Anlagen für Erzeugung von künstlichem Grundwasser besitzt weiter auch Offenbach a. M. Die Sickerweglänge bis zu den Pumpbrunnen beträgt hier bloß 100 m; die Reinigung soll trotz dieser geringen Entfernung einwandfrei sein. Einer der interessantesten Falle einer künstlichen Grundwasserversorgung ist die Wasserversorgung der Stadt

Göteborg (Gothenburg) in Schweden.

Nachdem die bis zum Jahre 1893 gebauten beiden Wasserwerke zur Versorgung der Stadt Göteborg (Gothenburg) auf die Dauer nicht ausreichten, wurden wegen Einbeziehung neuer Wassergewinnungsanlagen im Jahre 1895 und 1896 diesbezügliche geognostische und hydrologische Untersuchungen durchgeführt, welche in erster Linie ergaben, daß im Tale des Gotaal s unter dem dort überall vorkommenden blauen Ton, m we c en ei sein Bett eingeschnitten hat, eine mächtige wasserführende Schichte giob-körnigen und reinen Sandes zum Teil mit Kies vermischt befindet. Das Liegende dieser Sandschichte ist Gneis.    , K • jen

Eine bis auf den Grundwasserstand ausgehobene Sandgr'' Zusammenhang derselben mit den unter der Tonschichte befindlichen w as

führenden Sand nach.

Auf Grund der Resultate der bezüglichen Untersuchungen nun wurden in dieser hochgelegenen großen Sandgrube in den Jahren 1897/98 in erster Linie zwei Filterbecken von zusammen 5600 m² Fläche angelegt.

Das Wasser aus dem Götaälf wird durch das bestehende Pumpwerk gehoben und außer den älteren Filtern auch diese neuen Filter gespeist. Das Wasser sinkt in den sandigen Untergrund ein und speist eine große Anzahl von Infiltrationsbrunnen B (Fig. 29), welche kristallklares frisches Wasser liefern. Der Bau dieser neu erweiterten Anlage, welche 8000 m³ (100 sl) liefern soll, wurde 1909 begonnen und umfaßt 3 im Tale in verschiedenen Höhen gelegene Systeme von je 10, 16 und 16 Filterbrunnen, aus welchen es schließlich in einen Pumpbrunnen gelangt, aus dem es nach dem Wasserwerk heraufgedrückt wird.

6. Aufspeicherung des Grundwassers durch unterirdische Stauanlagen.

Entsprechend dem ungleichförmigen oberirdischen Abfluß und dadurch eintretender Perioden von Wasserüberfluß und Wassermangel werden in gewissen Fällen auch durch ungleichförmige Speisung der Grundwasserströme die letzteren mitunter sehr starke Schwankungen aufweisen.

In ähnlicher Weise, wie durch Anlage von Stauweihern bezüglich der oberirdischen Wässer eine geregelte Wasserwirtschaft zu erzielen möglich ist, indem in den Zeiten des Überflusses gewisse Mengen aufgespeichert werden, um in wasserarmer Zeit ausgleichend zu wirken, kann auch durch Anlage unterirdischer Stauwerke ein Becken geschaffen werden, welches bei entsprechend großem Fassungsraum das ganze Jahr hindurch die Abgabe eines gleichmäßigen Wasserquantums ermöglicht. Insbesondere wird dies dann leicht möglich werden, wenn die Ergiebigkeit des Grundwasserstromes nur in gewissen verhältnismäßig kurz andauernden Zeitperioden kleiner ist als der Bedarf z. B. für die Wasserversorgung einer Stadt.

Um ein derartiges Projekt überhaupt als realisierbar zu gestalten, muß die Oberflächengestaltung und Beschaffenheit der wasserhaltenden (undurchlässigen) Liegendschichte eine derartige sein, daß der Abschluß überhaupt und bauökonomisch möglich ist, wodurch eine Anstauung des Grundwasserspiegels und Anfüllung des so gebildeten Beckens möglich erscheint. Um in dieser Richtung klar zu sehen, ist es notwendig, durch eine große Anzahl von Bohrlöchern die Höhenlage der wasserundurchlässigen Schichte zu konstatieren. Aus den gefundenen Koten wird sodann, ähnlich wie ein Terrainschichtenplan, ein Schichtenplan der Oberfläche dieser Schichte konstruiert, aus welchem die Konfiguration sodann deutlich zu ersehen ist. Bezüglich der günstigsten Bedingungen für die Abschlußsperren und den Fassungsraum des Beckens verweise ich auf die im Kapitel über Stauweiheranlagen diesbezüglich angeführten Voraussetzungen, dasselbe gilt auch rücksichtlich der Anordnung der Abflußvorrichtungen.

Aber auch Quell Wässer, also nicht Talgrundwässer, sondern in den Hängen, in gewissen zerklüfteten Felsarten fließende Grundwässer lassen sich durch Einbau von Sperrtüren im Sammelstollen etc. stauen. Diese Art von Aufspeicherung solcher Felsenquellen setzt aber noch eine viel weitgehendere

Kenntnis des Berginnern, also sehr genaue Aufschlüsse und richtige geologische Annahmen voraus, und ist dabei äußerst vorsichtig zu Werke zu gehen, durch den Aufstau nicht am Ende dein Wasser einen anderen unterirdischen unbekannten Abfluß zu verschaffen.

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Außer dem Einbau von direkten unterirdischen Talsperren kann aber auch für einen Ausgleich in den wechselnden Wasserergiebigkeiten in anderer Weise vorgesehen werden.

Bei einer Gravitations-Grundwassersammelanlage, welche also höher als die zu versorgende Ortschaft liegt, kommt es häufig vor, daß durch Niederbringung der Sammelleitung bis zur undurchlässigen Schichte das zugehörige Sammelbecken bald entwässert wird und in trockener Zeit dann Wassermangel eintritt. Aus dem entsprechenden Hauptsammelbrunnen fließt also alles Grundwasser dem Hochreservoir oder Wasserschloß zu, woselbst der in der Stadt nicht verwendete Überschuß durch den Überlauf einfach abfließt und somit verloren geht.

Da man das Hochreservoir oder das Wasserschloß aus bauökonomischen Gründen nicht so groß bauen kann, daß es als Kompensations- (Ausgleichs-) Reservoir gegenüber der schwankenden Grundwasserergiebigkeit funktionieren kann, so muß daher das Grundwasserbecken selbst zu dieser Aufspeicherung herangezogen werden.

Diese vorübergehende Aufstauung des Grundwasserspiegels und damit Magazinierung des nicht benötigten überschüssigen Grundwasserquantums kann direkt in dem Hauptsammelbrunnen (Fig. 30), in welchem die Sammelleitungen a, b, c (Steinzeugrohre, Kanäle etc.) einmünden, in nachstehender prinzipieller Weise erfolgen. In normalen Fällen würde bei geöffnetem Schieber das der größten Depressionstiefe T entsprechende Wasserquantum, welches durch die Sammelleitungen a, b und c in den Brunnen eintritt, durch die Rohrleitung d weiter fließen und in das Wasserschloß etc. gelangen. Dieses Abflußquantum Q würde also der Maximalergiebigkeit des Zuflußgebietes entsprechen. Nun ist aber der Maximalbedarf q ein wesentlich geringerer. Es kann daher der Überschuß Q — q, statt abgeleitet, in dem Grundwasserbecken aufgespeichert werden. Diesen maximalen Bedarf q wird aber der Brunnen vielleicht schon liefern, wenn das Grundwasser bloß bis zu einer Tiefe /₂ abgesenkt wird.

Schließen wir daher den unteren Schieber Sj und öffnen einen in der Tiefe /₂ unter dem ungesenkten Grundwasserspiegel gelegenen Schieber s2 eines Standrohres, so wird in erster Linie das Wasser im Brunnen bis zu dieser Höhe steigen und sodann durch s₂ in das gemeinsame Zentralabstuiz-rohr und von hier durch die Rohrleitung d weiter fließen. Hierdurch v ird aber auch eine Rückstauung im ganzen Grundwasserbecken und somit eine Aufspeicherung eintreten.

Sinkt nun die Ergiebigkeit des Einzugsgebietes unter den Bedarf q, so kann der fehlende Rest aus dem aufgespeicherten Vorrat im Grundwasser-becken gedeckt werden, indem durch teilweise Öffnung des Schiebers ein entsprechendes Ablassen dieses Vorrates erzielt wird.

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Fig. 30. Sammelbrunnen mit Einrichtung zur Erzielung variabler Grundwasserabsenkungen.

Rationeller wird eine beliebig hohe temporäre Anstauung des Grundwassers erzielt werden können, wenn statt dem einfachen Zentralrohr R mit einem oder zwei Schiebern ein Teleskoprohr r angeordnet wird, das bei ü gleichzeitig als Überfallrohr funktioniert. Dieses Teleskoprohr, welches seine Führung in der Stange f findet, kann durch Drehen einer fixen Spindel (mittels des Handrades H) in dem Standrohre, in welches es mittels Stopfbüchse wasserdicht eingepaßt ist, beliebig auf- oder abbewegt werden. Die tiefste Absenkung wäre hier durch t₂ repräsentiert. Eine weitere Absenkung müßte durch teilweises Öffnen des Schiebers erfolgen.

Wenn die Stauhöhe T bezw. i₂ eine bedeutendere ist, dann müssen die Sammelrohrleitungen a, b, c aus derartigem Material hergestellt und gedichtet werden, daß sie diesem Drucke genügenden Widerstand bieten.

7. Verunreinigung des Grundwassers.

Vom bakteriologischen Standpunkte aus betrachtet ward ein Grundwasser, welches sich auf einer in nur geringer Tiefe unter der Erdoberfläche liegenden undurchlässigen Schichte befindet, sehr reich an Bakterien sein, während in einer Tiefe von meist 2—3 m, nach Reimers (Jena) in 4 m die Mikroorganismen fehlen, falls diese Schichten nicht aus grobem Schotter und Gerolle bestehen. Das Wasser, welches die Schichten durchfließt, ist nach den Versuchen Fraenkels (Berlin und Potsdam) keimfrei. Selbst in einem durch Abfallstoffe stark verunreinigten Grunde ist in dieser Tiefe das Grundwasser keimfrei, bedingt durch die ausgezeichnet wirkende filtrierende Kraft des Bodens im Verein mit der gleichmäßig niederen Temperatur und dem höheren Kohlensäuregehalt der Grundluft und der Tätigkeit der Bodenbakterien. Prof. Dr. Kabrhel konstatierte (1903) anläßlich seiner Untersuchungen rücksichtlich der Grundwassergewinnung im Isertale für die Wasserversorgung von Prag, daß nach 50 m langem Lauf im Erdboden eine vollständige Reinigung in bakteriologischer Beziehung eintritt, also in dieser horizontalen Entfernung eingedrungene Verunreinigungen einen stromabwärts gelegenen Brunnen nicht mehr tangieren. Auch hatte ich im Jahre 1900 (1. August, ein sehr heißer Tag) die Reinigung der Pariser Kanalisationswässer in Genvilliers (Jardin modele) zu beobachten Gelegenheit, welches Kanalwasser nach Durchsickerung einer nur 4 m tiefen Bodenschichte aus dem in dieser Tiefe gelegten gelochten Rohre von d = 0,30 und 0,45 m vollkommen kristallklar, kalt und geschmacklos herausfließt und bakteriologisch völlig einwandfrei sich erwies, wovon ich mich nach Einblick in die Untersuchungsresultate durch eine Trinkprobe selbst überzeugte.

Aber nicht nur allein in dieser seinerzeit angelegten Probeanlage (Paic agricole d’Acheres), sondern auch auf den großen Rieselfeldern der Stadt Paris (Assainissement de laSeine), deren Betrieb in dem gleichen Jahre auch Prof. Dr. Kabrhel studierte, sind die Reinigungseffekte die gleich günstigen.

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Dortselbst werden nämlich auf 1 ha nicht weniger wie 40000 m³ des unreinsten, mit den Abfallstoffen der Pariser Kanäle beladenen Seinewassers Jahr aufgeleitet; dabei ist die Absorption der verunreinigenden Stoffe

eine so vollständige, daß das Wasser nach Passierung des Ackerbodenfilters klar und trinkbar aus den Drainageröhren ausfließt.

Die organischen Substanzen werden bei diesem Berieselungsverfahren fast vollständig zurückgehalten; dabei enthält der verunreinigte Seinefluß 34 mg pro Liter feste Substanzen. Auch die Bakterien werden schon in einer Schichte von 1—1,2 m fast vollständig zurückgehalten, trotzdem die durch menschliche Abfallstoffe verunreinigte Seine 11—12 Millionen vegetative Keime in 1 cm³ enthält.

Das gleich günstige Resultat kann jedoch nicht bei allen Quellwässern gefunden werden.

Obwohl die bakteriologischen Untersuchungen sehr zahlreicher Felsenquellwässer zum Teil Keimfreiheit oder doch Keimarmut ergeben haben, sind auch viele Fälle von bedeutendem Bakterienreichtum dort bekannt, wo zu dem Quellwasser durch Risse und Spalten des Gesteines, aus welchem sie entstammen, Tagewässer zufließen, so zwar, daß durch solche Quellwässer mitunter auch bedeutende Infektionen verursacht wurden (siehe beispielsweise die Typhusepidemien in Havre, Soest und Lausen [Kanton Basel]; die Choleraepidemien in Hamburg, Barth, London).

Außer den Typhusbazillen wurden in Havre pro Liter 42000—470000 und in Soest 20—2000 Bakterien pro Kubikzentimeter gefunden.

Die Verunreinigungen in Brunnen rühren wohl meist direkt von der Oberfläche aus her oder wenn Abfallstoffe in der Nähe der Brunnen direkt in die wasserführende Schicht gelangen, da in den mit Wasser erfüllten Poren eine wesentliche Reinigung nicht mehr stattfindet, wie in den darüber liegenden lufterfüllten Schichten, doch dürfen diese nicht aus grobem Schotter und Gerolle bestehen, in welchem Falle Niederschläge rasch in die Tiefe sinken und Keime aus den oberen Schichten in größere Tiefen hinabführen können.

Je tiefer der Brunnen, desto geringer die Möglichkeit einer Infektion, daher Tiefbrunnen in der Regel ein keimfreies, vor Infektion geschütztes Wasser liefern werden.

Bei artesischen Brunnen jedoch wurden oft viel Keime beobachtet, besonders wenn solche aus größeren Becken gespeist werden, welche Verunreinigungen ausgesetzt sind und durch das Anbohren mittels dieser Brunnen zur raschen Senkung und teilweisen Entleerung gelangen. Bezüglich der Frage der Verunreinigung des Brunnenwassers resp. Grundwassers sowie die Verhinderung einer solchen siehe überdies auch die Ausführungen auf S. 29. Während die Reinigung von pathogenen Keimen am radikalsten — wohl nur im Kleinbetriebe — durch Erhitzen des Genußwassers bis auf 100°, bei welcher Temperatur alle Keime absterben (Cholera und Typhusbazillen schon nach viertelstündiger Einwirkung einer Temperatur von 60° C.), erfolgen kann, wird eine bakteriologische Reinigung im allgemeinen durch Filtration mit und ohne Zusatz von Chemikalien, Ozonierung etc. bewerkstelligt werden können, welche verschiedenen Reinigungsmethoden später der Besprechung unterzogen wrerden sollen.

aus Bächen und Flüssen (offenen Wasserläufen).

III. Entnahme des Wassers

Das gewöhnlich sehr weiche Wasser der Flüsse (1—2 deutsche Härtegrade) wird zumeist wohl nur als Nutzwasser Verwendung finden; es gibt jedoch mitunter Wasserwerke größerer Städte, welche das filtrierte Flußwasser auch zum Trinken benutzen. Im übrigen ist dieses Wasser für alle anderen Zwecke infolge seiner Weichheit besser zu verwenden als die härteren Quelloder Grundwässer. Infolge der zeitweiligen Trübung muß das Fluß wasser erst einer Reinigung unterzogen werden, deren Grad von der Art der Verwendung abhängt.

Diese Reinigung kann entweder eine nur mechanische sein, bei welcher somit lediglich die suspendierten Ton- und Sandteilchen des trüben Wassers entfernt werden, oder aber sich auch auf eine bakteriologische Reinigung erstrecken, welche bei Verwendung des Wassers zu Genußzwecken unbedingt anzustreben ist, wenn das entnommene Rohwasser einer derartigen Reinigung

S.

Fi/tar

Brunnen,.

—a HH

Fig. 31. Situation einer Fluß Wasserentnahme.

bedarf.

Unter den bezüglichen Reinigungsmethoden wären insbesondere folgende hervorzuheben:

A. Die Sandfiltration:

1.    die englische (sogen, langsame) Sandfiltration,

2.    die Schn eil filter (amerikanisches System),

a)    die Sandsteinplattenfilter,

b)    die Je well-Rapidfilter,

c)    die offenen Gravitations- und die geschlossenen Druckschnell

filter;

B. die Sterilisation mittels ultravioletter Strahlen und die Ozo

nierung.

i. Die englische Sandfiltration.

Bei Entnahme des Wassers aus offenen Wasserläufen besteht die Gesamtanlage gewöhnlich aus folgenden Bauobjekten:

a)    einer in den Fluß eingebauten Stauanlage (Wehr),

b)    einer Hauptzuleitung, aus dem Oberwasser der Wehre mittels Röhien, gemauerten Kanälen oder offenen Gräben abzweigend, welche das W asser

c)    den Absetzbassins, in welchen die gröbsten suspendierten Bestandteile des trüben oder schlammigen Wassers sedimentieren, zuführt. Aus diesen fließt das Wasssr durch eine Rohrleitung

d)    in die Filterbassins ein, wird hier vollständig mechanisch gereinigt und gelangt

e)    in ein Reinwasserbassin (unter Umständen bei Gravitationsleitungen in das Hochreservoir) oder event. in den Maschinenpumpbrunnen, aus welchem das Wasser in die Stadt geleitet wird.

Von einer Beschreibung der Anlagen sub a, b und e kann hier füglich abgesehen werden und soll daher nur die bauliche Konstruktion der Absetz-und Filterbassins besprochen werden.

ad c. Die Absetz- oder Sedimentierbassins werden auch Grobfilter oder Strainer genannt, wenn sie mit großem Gerolle angefüllt sind. Die Absetzbassins sind entsprechend große, zumeist offene, selten eingewölbte, in Mauerwerk oder Erde (mit Lehmschlag gedichtet) hergestellte Behälter. Diese, sowie die Filter müssen mindestens immer doppelt angelegt werden, um bei notwendiger Reinigung oder Reparatur eine Störung des Betriebes zu vermeiden. Man macht diese Bassins 2—3 m tief, wobei die Wassertiefe 1,5—-2,5 m beträgt. Ihre Fläche hängt von der größeren oder geringeren Verunreinigung des Wassers ab. Man wird sie bei großen Anlagen mindestens ebensogroß machen wie die Filter und als Länge die doppelte Breite wählen, in manchen Fällen dieselben jedoch ganz weglassen können. Zur Erhöhung der Wirkung der Sedimentation werden beim Auslauf Eintauchwände praktisch verwendet, wodurch der ganze Bassinraum ausgenutzt wird, indem sonst das Wasser, dem kürzesten Wege folgend, nur an der Oberfläche weiter fließt und der untere Wasserkörper nicht erneuert wird. Man zwingt durch die im Sommer aufgezogene, im Winter herabgelassene Wand im Sommer das untere, im Winter das obere Wasser zum Ablauf. Im Winter fällt das kalte Wasser zu Boden, setzt ab, erwärmt sich und steigt beim Auslauf wieder in die Höhe. — Im Sommer ist dies umgekehrt.

Aus den Fig. 32 und 33 ist die Strömungsrichtung des durchfließenden Wassers bei gezogener und bei herabgelassener Eintauchplatte zu ersehen; die skizzierten Kurven bedeuten Isothermen, d. h. Linien gleicher Wärme, wobei die Werte (Grade) derselben im Sommer nach abwärts abnehmen, im Winter nach abwärts zunehmen. Die Konstruktion der Absetzbassins für Nutzwasser kann etwa in der in Fig. 32 veranschaulichten Weise erfolgen. Der Einlauf des Wassers aus dem Zuleitungskanal a in das Bassin / oder II erfolgt je nach Stellung der Schützen Sj oder s₂ durch eine breite Einlauföffnung b, der Abfluß durch eine zweite obere Öffnung c, im Winter auch durch die untere Öffnung d. In dem Sammelschachte e wird sich das Wasser in gleicher Höhe erhalten bezw. bei Öffnung des darin befindlichen Schiebers durch die eiserne Rohrleitung f dem Filterbecken zufließen. Bei aufgezogener Eintauchplatte im Sommer wird, um ein Überfließen des abgelagerten Sandes in den Sammelschacht zu verhindern, die untere Öffnung durch eine Schütze s abgeschlossen werden müssen. Statt der Schütze und einer rechteckigen Maueröffnung kann natürlich auch ein Schieber mit einem kurzen Ansatzrohr angeordnet werden, von welchem dann auch eine direkt in den Bach ausmündende Entleerungsleitung A (in Fig. 31 punktiert) abzweigen kann. Die Sohle der Bassins muß mit den in der Figur durch Pfeile angedeuteten Ge-aus dem Bache sowohl, wie auch in anderer Weise bei ^ erfolgen, daß statt des Zu-gemauerten Kanal oder eine Rohrleitung das W asser direkt ohne Stauanlage dem Flusse entnommen wird.

fällen angelegt werden. Die Wasserentnahme die Bauart der Absetzbassins kann natürlich größeren Niederwassertiefen der Flüsse dadurch leitungsrohres durch einen

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Fig. 32. Sedimentierbassin mit Eintauchplatte (Winterstellung).

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Fig. 33. Stellung der Eintauchplatte im Sommer.

ad d. Die Filterbassins. Die Filter können ebenfalls offene oder gedeckte Bassins sein; letztere sind teurer, bieten aber den Vorteil größeren Schutzes gegen Verunreinigung. Zur Filtration des Wassers im großen wird wohl in vielen Fällen nur Sand verwendet. Die ca. 1,20 m hohe Filterschichte (Beschickung) besteht im untersten Teile aus einer 0,20 m hohen Schlichtung von größeren Steinen, darauf folgt eine 0,15 m starke Schichte sogen. Nußkieses von 50 bis 60 mm Größe, sodann 0,12 m hoch eine Schichte aus Bohnenkies (30 bis 40 mm groß), weiter 0,08 m hoch Erbsenkies (10—20 mm), sodann 0,05 m grober Sand von 3—5 mm Korngröße. Als oberste, wirksame Filterschichte wird eine 0,60 m hohe Schichte feinen Filtersandes von 0,5—1,5 mm Korngröße eingebracht. Sand und Kies sollen womöglich nur aus reinem Quarz bestehen, wenn ein solcher in der Nähe, also nicht zu teuer zu beschaffen ist. Der Wasserspiegel wird in einer rationellen Höhe h± von 0,60 m über

der Sandschichte angenommen und soll derselbe noch 0,80—0,50 m unter den Deckplatten der offenen oder der Gewölbeanläufe der gedeckten Filterbassins liegen (Fig. 34). Daraus resultiert eine gesamte Minimaltiefe der Bassins von 2,10 m resp. eine Minimaltiefe der Filtersohle unter dem Normalwasserspiegel von H — 1,80 m. Wird die oberste Schichte des Filtersandes verlegt, so wird wmhrend des Betriebes eine dünne Schichte dieses Sandes sukzessive abgenommen, so lange, bis die ganze Schichte nur noch 0,80 m stark ist. Hierauf muß neuer, gewaschener Sand aufgebracht werden. Erst nach langer Zeit (ca. 10 Jahre und mehr) muß auch das andere

Material (Kies und Steine) erneuert und gewaschen werden.

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Je größer die Filterdruckhöhe (Wasserstand /q), desto rascher wird die Filtration im allgemeinen erfolgen, d. h. die Filtriergeschwindigkeit wird eine größere werden, damit aber die Qualität, d. h. Reinheit des Wassers, abnehmen. Nehmen wir eine Druckhöhe von hx = 0,60 m an, so müßte, freien Fall angenommen, also von jeder Reibung abstrahiert, die Geschwindigkeit

v = ^2gh = ^19,62.0,6 = 3,43 m

sein. Es würden also pro m² Filterfläche und pro Sekunde Q — 3,43 m3 oder Q^h = 296,352 m³ filtriert werden können. In der Praxis muß jedoch die Filtriergeschwindigkeit eine viel kleinere werden.

Soll das Wasser Trinkzwecken dienen, also bakterienfrei sein (soweit dies praktisch überhaupt möglich ist), dann haben die meisten Hygieniker durch langjährige Versuche gefunden, daß pro m² Filterfläche bei der sogen, englischen, der langsamen Sandfiltration, täglich im Maximum nur 3 m³ Wasser filtriert werden sollen.

Piefke in Berlin ist der Ansicht, daß bei möglichst keimfreier Filtration die Filtriergeschwindigkeit v = 0,030 m, also 30 mm pro Stunde nicht überschreiten soll, d. h. pro m² Filterfläche Quh — 0,72 in³ zur Filtration gelangen soll. Also für ein Wasserquantum von täglich 10000 m³ müßten die Filter eine 10 000 0,72

sale Flächen bei einer großen Stadt notwendig sind, wenn die Filtration nach obiger Annahme ein in bakteriologischer Richtung gutes Trinkwasser liefern soll.

060 feiner /Sand.

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Fläche von

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Fig. 34. Filterschicüte.

14000 in² besitzen. Daraus ist zu ersehen, welche kolos-

Nach Kirkwood und Samuelson soll die Geschwindigkeit in 24 h 1,5 m, d. h. 62 mm pro Stunde betragen, was pro m² und 24 h einem Filterquantum Q = 1,5 in³ entspricht.

Nach Lindley sollen diese Grenzen zwischen 1,8 und 3,0 m³ schwanken, im Mittel also Q = 2,4 m³ betragen.

an

bei einer Geschwindigkeit von 100 mm

nur

Die Kommission des deutschen Reichsamtes in Berlin gab läßlich der Choleraepidemie im Jahre 1892 ein Gutachten dahin gehend ab, daß bei den dortigen Sandfiltern pro Stunde ein den hygienischen Anforderungen entsprechendes Resultat erzielt werden könne, welche Geschwindigkeit einem Quh und pro m² = 2,4 in3 entspricht, also mit dem Lindley sehen Mittelwerte übereinstimmt.

Koch und viele andere Fachleute nehmen als zulässige Grenze Q = 3,0 m³ an.

Weiter ist zu berücksichtigen, daß die Größe der Filter nach dem Maximaltagesverbrauch berechnet werden muß (also das l¹/^—l¹^ fache des mittleren Bedarfes), wenn das filtrierte Wasser unmittelbar in den Maschinenbrunnen fließt und von hier aus in das Hochreservoir bezw. direkt in die Stadt gedrückt wird.

Handelt es sich nur darum, Nutzwasser zu filtrieren, also zu klären, dann kann natürlich eine weit höhere Filtrationsgeschwindigkeit angenommen werden.

Wie aus den früheren Ausführungen im I. Abschnitt des I. Bandes (Allgemeine Bodenmeliorationslehre) hervorgeht, darf bei feinem Schlamm die Sohlengeschwindigkeit Vs = 0,08 m pro Sekunde nicht überschreiten, wenn das Material nicht angegriffen, also wreiter geführt werden soll. Es ward also z. B. bei v = 0,05 m auch feiner Schlamm sedimentieren. Dies gebe bei 1 m² Filterfläche ein sekundliches Durchflußquantum von Q = 0,05 m³ oder pro 24 h jQ = 86400.0,05 - 4320 m³. Bei v = 0,01 m wäre Q₂₄7i — 864 in⁸ und bei v — 0,001, also 1 mm Geschwindigkeit, Q₂₄Ä = 86,4 m³. Die Filterflächen werden also dort, wo kein bakterienfreies Wasser beansprucht wird, wie dies ausschließlich bei Nutzwasser der Fall ist, wesentlich kleiner werden und pro m² Filterfläche im Minimum Q = 100 m³ pro Tag entsprechend gereinigt werden können. Es wäre also bei einem täglichen Wasserbedarf von beispielsweise Q₂^ — 10000 m³ eine Filterfläche von 100 m² resp. inkl. des Reservefilters eine Fläche von 200 m² notwendig. Wählen wir eine quadratische Grundrißform für beide Filter zusammengenommen, so erhalten wir als Seitenlänge 7=^200 = 15 m; es müßte daher jedes einzelne Filterbassin im lichten 7,5 m breit und 15 m lang werden (7 = 2 b), während bei Q — 3 m³, dem üblichen Werte für bakterienfreie Filtration,

= 3333 m²

10000 m³

oder bei Annahme eines Reservefilters 7 — Y" 6666 = 80 m Seitenlänge resultieren würde.

Bei Berechnung der notwendigen Filterfläche muß, wie schon ei-

werden.

wähnt, auf den maximalen Tageskonsum Rücksicht genommen

Jedes noch so sorgfältig hergestellte Filter wird anfänglich kein reines Wasser liefern, sondern es wird erst nach einigen Tagen das trübe Flußwasser klar aus dem Filter ausfließen. Diese Zeit ist eine verschiedene und von dem Grade der Verunreinigung des zu filtrierenden Wassers abhängige, und kann man nur behaupten, daß diese Interimsfrist kleiner wird, wenn das Wasser schmutziger ist und wenn die Korngröße der obersten Sandschichte abnimmt, wobei jedoch als zulässiges Minimum 0,5 mm Durchmesser angenommen wird. Man hat über die Ursachen dieser Erscheinung nachgeforscht und ist im allgemeinen zu der Ansicht gelangt, daß die anfänglich reinen rauhen Sandkörner der obersten Schichte ihre Filtrierfähigkeit erst erhalten, wenn sie durch den aufgebrachten feinen Schlamm eine gewisse Klebrigkeit erhalten, und daß die Fähigkeit der oberen Sandschichte, Mikroorganismen und schwache Trübungen zurückzuhalten, mit zunehmender Klebrigkeit wächst. Durch diese aus schleimbildenden Bakterien bestehende Schlammschichte, das Plankton, welches die Sandkörner mit einer Art Gallerte überzieht, werden sich jedoch die Zwischenräume des Sandes mit der Zeit immer kleiner und kleiner gestalten, bis endlich das Filter „verstopft“ ist, also gar kein Wasser mehr durchfließt. Die Zeit vom Beginne der Filtrierung bis zur Verstopfung der obersten Sandschichte, welche gewöhnlich „Laufzeit“ des Filters genannt wird, ist je nach der Beschaffenheit des Wassers und Sandes eine verschiedene und kann im Mittel mit 1 Monat bemessen werden, so daß also jährlich 12 Reinigungen, d. h. Sandentfernungen der obersten Schichte in einer Stärke von ca. 2 cm vorzunehmen sind. Dieser Sand wird gewaschen und später wieder verwendet. Im Jahre wird daher eine Sandschichte von 2.12 = 24 cm abgetragen, welche gewaschen und später jährlich auf einmal wieder aufgetragen wird. Im Laufe einer längeren Reihe von Jahren wird es notwendig, das ganze Filtermaterial, also von feinem Sande angefangen bis zum großen Schotter (Steine), vollständig herauszunehmen und zu waschen. Überdies soll von Zeit zu Zeit, womöglich einigemal im Jahre, das ganze Filterbassin vom Wasser entleert und 2—3 Tage der Einwirkung trockener warmer Luft ausgesetzt werden, wodurch erfahrungsgemäß die exakte Filtrierfähigkeit länger erhalten bleibt.

Eine weitere unerläßliche Bedingung zur Erzielung eines tunlichst gleichförmigen Filtrierproduktes (Filtrates) ist die Regelmäßigkeit des Betriebes. Damit die oberste, eigentlich filtrierende Schichte, die Filterhaut, nicht schon früher, also vor der Verstopfung selbsttätig durchbrochen wird, was geschehen kann, wenn die Filtrationsgeschwindigkeit zeitweilig eine größere als die früher angegebene wird, so muß für eine möglichst gleichmäßige Filtration, also gleichen Zu- und Abfluß, Sorge getragen werden. Zu diesem Behufe muß insbesondere die Filterdruckhöhe ziemlich konstant erhalten werden, was durch Regulierung des Ab- oder Zulaufes geschieht. Dies kann entweder durch Regulierung des Zuflusses mittels des Einlaufschiebers durch den Filterwärter oder selbsttätig durch Regulierung des Wasserabflusses erzielt werden. In Fig. 35 ist eine nicht automatische Vorrichtung zur Regulierung der Filterdruckhöhe gezeichnet, welche beim Bremer Wasserwerke in Verwendung steht. In nachstehender Figur ist die Stellung des ausgezogenen Teleskoprohres in seiner Höchstlage eine derartige, daß die Filtrierdruckhöhe gleich Null ist, also kein Abfluß stattfindet. Durch Herabsenken des Rohres kann die Filterdruckhöhe h bis maximum 500 mm

vergrößert werden. Das oben offene, mit einem Trompetenrohraufsatz sehene I eleskoprohr dient also als Überfallrohr und wird durch eine Führungsstange geleitet. Die Bewegung dieses durch eine Stopfbüchse wasserdicht in das Standrohr eingepaßten Teleskoprohres wird durch eine Schraubenspindel bewerkstelligt. An einem Pegel kann die jeweilige Druckhöhe h abgelesen werden.

ver-

Ist der Zufluß an und für sich regelmäßig durch eine konstante Druckhöhe und einen konstanten Durchmesser des Zuleitungsrohrstranges bedingt, dann entfällt natürlich die

Notwendigkeit einer weiteren Regulierung der Filterdruckhöhe in den Filterbassins. Derartige Regulierungsvorrichtungen mit Teleskopröhren etc. hat man auch automatisch wirkend (durch Schwimmer etc.) konstruiert.

Bei Berücksichtigung aller der früher entwickelten, beim Betriebe von Sandfiltern notwendig zu beachtenden Faktoren resultiert das Erfordernis der Anlage von Reservefiltern, um im Betriebe an und für sich, wie in der Erzielung eines gleichmäßigen Filtrates keinerlei Störungen eintreten zu lassen. In der Regel sollen bei sehr großen Filteranlagen 3 Reservefilterbecken be-

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stehen, von denen das eine

event. im Stadium der Entleerung und Durchlüftung, FiS- ³⁵- Vorrichtung zur Regulierung der Filtrierdruckhöhe.

das zweite im Stadium der

20—24 cm bezeichnet wurde.

Reinigung (Abnahme der obersten 2—3 cm starken Sandschichte) und das dritte Becken endlich im Stadium der Neubeschickung mit frischem Sand sich dann befindet, wenn die oberste Sandschichte bis auf jene Tiefe \on bereits entfernt wurde, welche als minimale Filterschichte früher Das Waschen des Sandes erfolgt gewöhnlich bei kleinen Anlagen in offenen hohen Holzkästen mittels kräftigen Wasserstrahles und Rühren mittels Krücken, bei größeren Anlagen in geneigt gelagerten, konischen, rotierenden Trommeln mit innenliegender Schnecke; der von oben einlaufende

Sand kommt bei der Drehung der Trommel mit dem Wasser der Druckleitung in innige Berührung und fällt rein gewaschen heraus. Die Kosten des gründlichen Waschens von 1 m³ Sand belaufen sich au zir a 120 Heller (1 M.).

von

unten aufsteigenden

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Als Type für die gewöhnliche Art der Baudurchführung offener Filter diene die in Figur 36 und 37 abgebildete Filteranlage des Nutzwasserwerkes der Stadt Saargemünd in Elsaß-Lothringen. Neben dem Saarflusse befindel

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Fig. 36. Situation der Filteranlage in Saargemünd.

sich der 2,2/2,8 m weite Entnahmeschacht (Maschinenbrunnen), welcher durch eine 200 mm weite Gußeisenrohrleitung mit dem Flusse kommuniziert. Aus diesem Schachte wird mittels einer 200 mm Saugleitung das Wasser durch

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Fig. 37. Detail-Längenschnitt durch die Filterbecken.

die Pumpanlage angesaugt und durch eine 200 mm Druckleitung auf die Filter aufgepumpt. Das filtrierte Wasser sammelt sich in dem auf der Filterbassinsohle liegenden Reinwasserkanal und fließt mit natürlichem Druck in den Reinwasserschacht ein. Der letztere, aus 4,15 m hohen, 1 m starken Mauern in Portlandzement hergestellt, ist 3,4/3,4 m weit. Aus demselben wird durch ein Pumpenpaar das reine Wasser angesaugt und in die Stadt Saargemünd bezw. das Hochreservoir gedrückt.

weite Überlauf-

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Die beiden Filter haben je 800 m¹ Fläche; eines ist 20,5 m, das andere 24,7 m lang und im Mittel 15 m breit. Die unregelmäßige Grundrißform ergab sich durch die lokalen Besitzverhältnisse. Durch eine 175 und Entleerungsleitung, welche infolge der örtlichen Verhältnisse in diesem Falle speziell oberhalb der Wasserentnahme in den Fluß einmündet, kann die Trockenlegung des einen oder anderen Filterbeckens sowie des Reinwasser-schachtes erfolgen. Die Filterbecken ruhen auf einer Betonsohle; die über Terrain liegenden Umfassungsmauern sind 2,50 m hoch und haben 1,0 m obere und 1,20 m untere Breite; die Mittelmauer ist oben 1,10, unten 1,80 m breit. Die Becken sind mit einem 3 cm starken geschliffenen Portlandzementverputz gut gedichtet. Der Normalwasserspiegel liegt 0,50 m unter den Deckplatten, die Filterwasserhöhe beträgt 0,35, die ganze Höhe der Filtersand- und Schotterschichte 1,55 m. Quer über die Filterbassinsohle zieht sich der Reinwasserkanal, welcher mit Steinplatten überdeckt ist und in welchem das durch ein System von Drainagesträngen, die auf der Filtersohle liegen, gesammelte filtrierte Wasser einfließt. Statt der Drainröhren können praktisch auch 2 Reihen lose neben- und übereinander geschichteter Ziegel verwendet werden.

von

Eine Type gedeckter Filter ist auf Tafel VI, kombiniert mit dem Hochreservoir, gezeichnet. Eine zweite kleine Anlage, betreffend die V erwendung und Filtration eines kleinen hochgelegenen Quellbaches für Trinkzwecke, ist aus Tafel II, Fig. 1 a, b und c zu ersehen. Durch eine in den Bach eingebaute kleine Stauschwelle (siehe Punkt B im Längenprofil) wird das Bachwasser auf die Kote 278,8 m gestaut und gezwungen, in das Einlaßobjekt B einzutreten, welches gleichzeitig als Grobfilter funktioniert, indem hier die groben Sedimente (Blätter etc.) zurückgehalten werden. Von hier aus fließt es in den 40 m langen, in die Tallehne eingebauten Sammelkanal (15/15/15 cm), der gleichzeitig durch Schlitze das aus der Berglehne kommende Quellwasser aufnimmt. Im gedeckten Filter A wird das Wasser einer absteigenden Filtration unterzogen und gelangt in die Reinwasserkammer und von hiei durch einen Schieber in die mit einem Luftrohr versehene Zuleitung zum Hochreservoir. Das Filter besitzt in vorliegendem Beispiel eine Fläche nur 0,8 m¹, da das aus dem Hochwaldgebiete fließende kleine Quellbächlein

gemeinsam mit anderen Quellgebieten nur zur

Speisung eines Meierhofes

ist. Dieser

dient, also das notwendige Wasserquantum ein sehr geringes Bezugsort dient überdies nur als Reserve bei trockener Zeit, in welchei das Quellbachwasser ohnehin klar ist. Bei größerem Wasser wird die Einlauföffnung durch eine Klappe oder ein Brett verschlossen.

verfügbar ist, ließ, um den notwendigen Flächenraum bedeutend zu reduzieren, Wasserwerksdirektor F. Fischer in Worms Filterplatten von 1 m² Fläche aus einer komprimierten sandsteinartigen Masse (ein in großer Hitze gebranntes Gemenge von reingewaschenem Flußsande von bestimmter Korngröße und Natronkalksilikat) von 0,10 m Stärke anfertigen. Aus je zwei solcher Platten wird, in einem Abstande von 0,03 m voneinanderstehend und an den Rändern gedichtet, eine Art Kästen hergestellt und vertikal nebeneinander aufgestellt. Diese vertikal aufgestellten Platten bilden die Filterschichte, durch welche das Wasser unter dem normalen (üblichen) Filterdruck durchsickert und gereinigt in die Hohlräume der Kästen gelangt, aus welchem es durch eine eiserne Rohrleitung abgeleitet wird. Durch die letztere kann umgekehrt durch Verbindung mit einer Wasserdruckleitung eine Reinigung der Platten, sowie ein Ablösen der sich auf der Oberfläche bildenden Filterhaut von innen aus erfolgen, desgleichen durch Einlassen von Dampf eine Sterilisierung der Platten (Vernichtung von Bakterien) erzielt werden. Dieses neuere Filtersystem soll sich auf Grund späterer Erfahrungen leider nicht überall entsprechend bewährt haben. Auf demselben Prinzipe beruht ein im Journal für Gasbeleuchtung und Wasserversorgung 1906 publiziertes System „Lanz“, das als vertikales Steinfilter (fein poröser Naturstein) aus Platten von 1,18 m Höhe, 0,48 m Breite und 0,18 m Dicke mit einer Filterfläche von 1,6 m² pro Element, welche bei 375 mm stündlicher Filtriergeschwindigkeit pro Tag und Element somit 14,4 m³ oder pro Quadratmeter 9 m³ filtrieren. Jedes Steinplattenelement enthält 5 Bohrlöcher, aus welchen das von außen eingedrungene Wasser unter max. 1,5 m Druckhöhe in eine U förmige Bodenrinne ausläuft.

Nach Versuchen soll ein 15000 Keime enthaltendes Rohwasser bis auf 6 Keime gereinigt worden sein. Die Reinigung erfolgt wie beim Fischer-schen Sandsteinfilter von innen nach außen. Auch hier muß die Eignung dieses Systems als Großfilter noch abgewartet werden.

b) Jewell-Rapidfilter.

Die enorm großen Flächen, welche große Städte bei Anwendung der langsamen Sandfiltration (englische Methode) beanspruchen, die hiermit verbundenen großen Baukosten, sowie mitunter der eintretende Übelstand, daß, wie früher hervorgehoben, bei notwendiger Erweiterung der Filtrationsanlage die Stadt oft die nötigen Flächen überhaupt nicht zur Verfügung hatte, brachte die Amerikaner in die Zwangslage, ein neues Schnellfiltersystem zu erfinden, das nur den 50. Teil der Fläche der englischen Sandfiltration beansprucht, indem 1 m² Filterfläche imstande ist, statt 2,5 m³ bis 125 m³ Wasser pro Tag zu filtrieren.

Dabei ist sowohl die mechanische Reinigung (Klärung) als auch die bakteriologische eine ausgezeichnete, indem von je 1000 Keimen pro cm³ des Rohwassers das Filtrat bloß 7—8 Keime enthält. Auch die Reinigung der Filter selbst ist eine ganz außerordentlich raschere, indem die Filter wohl normal nur ca. 3—4 Tage in ununterbrochenem Betrieb stehen, die jedesmalige Reinigung jedoch bloß 7—11 Minuten erfordert.

Die Filter bestehen bei großen Anlagen zumeist aus eisernen, oben offenen zylindrischen Gefäßen von meist 5,029 m Durchmesser und 2,862 m Höhe, die 1 lache ist daher 20 m- und filtriert also ein solches Filter pro Tag 125.20 = 2500 m³. Die Filtrationsgeschwindigkeit ist somit pro h = 5,2 m, während sie nach Piefke (Berlin) bloß Vh = 0,030 m (Q₂h = o,72 m³) oder, wie sonst üblich, Vh = 0,104 m (£>s/ = 2,5 m³) beträgt.

Das Charakteristische dieser amerikanischen Schnellfiltration besteht darin, daß der Sedimentationsprozeß durch Zusatz von Chemikalien, welche unlösliche Verbindungen erzeugen, außerordentlich beschleunigt wird.

Es wird nämlich dem zu reinigenden Wasser ein Zusatz von 2—6 °/0 Alaunlösung (schwefelsaure Tonerde) gegeben (in Form von amorphem Alaun), und zwar pro m³ Rohwasser zwischen 7—12 g (Anlage Triest). Da 1 kg Alaun 16 Heller kostet, so entfallen im Maximum pro m³ Wasser rund 0,2 Heller Alaunverbrauch. Diese Alaunlösung bewirkt eine vollständige Klärung des oft sehr unreinen Rohwassers, wobei auch die event. Huminsubstanzen (Moorwässer) ausgeschieden werden. (Die Anlage in Triest ist seit mehreren Jahren in Betrieb.)

Was die Wirkung des im Wasser gelösten amorphen Alaunzusatzes anbelangt, so wird die schwefelsaure Tonerde durch den in jedem Wasser enthaltenen Kalk zersetzt, indem schwefelsaurer Kalk (Gips) gebildet wird und das sehr fein verteilte, ausgeschiedene Tonerdehydrat, da spezifisch schwerer, zu Boden fällt.

Dieses in lockeren Flocken ausfallende Tonerdehydrat hat eine doppelte Aufgabe. Ein Teil dient dazu, in den Sedimentierbassins die suspendierten Bestandteile einhüllend mit sich niederzureißen. Hierbei werden auch die im allgemeinen als gelöst betrachteten Huminsubstanzen, die dem Wasser eine gelbe Färbung geben, mit ausgeschieden, desgleichen auch Eisenverbindungen. Ein anderer Teil des Tonerdehydrates gelangt auf das Filter und dient hier, ein künstliches Plankton bildend, außer dem natürlichen Plankton, hauptsächlich zur Bildung der filtrierenden Schichte, der Filterhaut.

Je besser das natürliche Plankton aus dem Rohwasser entfernt wird, um so günstiger ist der Reinigungseffekt in bakteriologischer Beziehung, da das künstliche Plankton, der Tonschlamm, das vorherrschend wirkende ist. Bei diesem Verfahren nimmt auch die permanente Härte des Wassers etwas zu, wobei die geringen Mengen des schwefelsauren Kalkes jedoch nicht in Betracht kommen.

Bei einem sehr wenig kohlensauren Kalk enthaltenden Wasser kann durch den Zusatz von schwefelsaurer Tonerde eine saure Reaktion eintreten, in welchem Falle dann durch Zusatz von Kalkmilch die Neutralisation durchzuführen ist.

Vom hygienischen Standpunkt ist nachgewiesenermaßen dieser geringe Zusatz von Alaun (7—50 g), sowie die Bildung der schwefelsauren Salze ganz unschädlich.

Auf Grund der zahlreichen Versuche und gemachten Erfahrungen können die Jewellfilter rücksichtlich der bakteriologischen Leistungsfähigkeit mit der langsamen Sandfiltration als gleichwertig angesehen werden, in

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bezug auf die Klärung und Entfärbung ist dieses Verfahren jedoch vielen anderen Systemen vorzuziehen, den Betrieb dieser Filter anbelangt, so besteht, wie früher erwähnt, das Filter aus einem 5 m hohen Bottich (aus Holz oder Eisen), in dessen oberen Teil ein kleinerer, kürzerer, zweiter Bottich hineinragt.

Der Zwischenraum zwischen beiden ist unten mit einem Boden abgeschlossen und kommuniziert der untere freie Raum des großen Bottichs mit dem oberen Bottich durch ein in der Mitte situiertes Rohr.

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Die Schnellfilter,

a) Die Sandsteinplaftenfilter.

Da bei großen Wasserwerksanlagen der nach der englischen langsamen Sandfiltrationsmethode notwendige Baugrund bei notwendigei Ei eitel una der Filteranlagen oft schwer beschafft werden kann, mituntei auch gai nie t

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Fig. 38. Jewell-Rapidfilter.

In den unteren Raum, der als Klärbassin dient, tritt das Rohwasser, welches vorher den Alaunzusatz erhalten hat, durch ein Ventil ein, wobei das Wasser nicht radial, sondern tangential einströmt.

Nach Ablagerung der gröberen Sedimentstoffe gelangt das Wasser durch das zentrale Rohr in den oberen Bottich, wo es sich über die Oberfläche des aus reinem Quarzsand bestehenden Filterbettes ausbreitet, dasselbe durchfließt und am Böden des kleinen Bottichs durch zahlreiche, mit feinen Sieben geschlossene, trichterförmige Öffnungen in ein System von Abzugröhrchen eintritt, welche alle rechtwinklig in ein diametral gelagertes Sammelrohr einmünden.

Aus diesem gelangt das gereinigte Wasser durch senkrechte Abflußrohren und durch ein Ventil in die Reinwasser-Hauptleitung.

Ein auf das Eintrittsventil wirkender Schwimmer reguliert den Zufluß und hält das Wasser im Filter auf konstanter Höhe.

Der Austritt wird durch einen äußerst sinnreich konstruierten Kontroll-apparat (Weston Controller) ebenfalls reguliert und so die Filterleistung konstant erhalten. (Fig. 38 zeigt dieses Filtersystem in neuester Konstruktion in Eisen.)

Die Reinigung geschieht durch Rückströmung von reinem Wasser unter Druck (durch Pumpe oder Hochreservoir), verbunden mit Lüftung und Durchrührung des Filtersandes mittels eines eigenen Rührwerkes, dem gewöhnlich noch ein Nachspülen folgt.

Diese Manipulation erfordert nur einen Zeitraum von 5—10 Minuten und kann bei sehr schmutzigem Wasser alle Tage vorgenommen werden.

Die Betriebskosten stellen sich ca. gleichhoch wie bei der gewöhnlichen Sandfiltration. Die Baukosten sind jedoch ganz bedeutend geringer wie jene der englischen Sandfiltration, weil die verbaute Fläche wesentliohkleiner ist.

Kosten der englischen Sandfilter. Werden die Kosten überwölbter Filter auf 1 m³ filtrierten Wassers reduziert, so betragen dieselben nach Kirkwood 30—120 Heller = 0,25—1,0 M. Nach Lindley stellen sich dieselben wie folgt:

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Baukosten (große gewölbte Filter) .    .    .

Filtrationskosten....... .    •

Gesamtkosten von 1 m³ filtrierten Wassers 1,00 M. = 120 Heller.

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Die Baukosten des Filterbassins selbst können (größere Anlagen ausgesetzt) pro m² Filterfläche bei offenen Filtern 50—60 K = 50 M., bei überwölbten Filtern 80—100 K = 70—80 M. betragen. Kleinere Filter kommen entsprechend teurer.

In neuester Zeit wird, durch eine englische Gesellschaft vertreten, ein neues System anempfohlen, welches patentiert eine Kombination einer Alunisationsanlage mit offenen Sandfilterbecken, letztere jedoch mit Rückspülung eingerichtet, darstellt.

c) Offene Gravifafions- und geschlossene Druckschnellfilfer.

Eine dem Jewellfilter-System dem Prinzipe nach sehr ähnliche Konstruktion bilden die Schnellfilter (System Wurl, Fig. 39).

Bei diesem, im Betriebe bestens bewährten System von geschlossenen Druckfiltern der Maschinenfabrik Wilh. Wurl-Weißensee-Berlin ist gegenüber den anderen ähnlichen Systemen eines Filterkessels mit Rührwerk hier der entsprechend hohe Filterkessel durch nach oben gewölbte Zwischenböden in 4 Filteretagen eingeteilt, deren jede durch besondere Mannlöcher bequem zugänglich gemacht ist. Im Niveau des höchsten I unktes dei ge wölbten Zwischendecke ist in jeder Etage ein horizontaler schmiedeeisener

Siebboden mit ¹⁰/₃₀ mm Messinggazedecke von 1 mm hohe Filterschicht aus

cm

weiten Öffnungen angeordnet, über welchen eine ² Maschenweite gespannt ist, auf welcher die 30 fein gesiebtem Quarzsand von 2 mm Korngröße lagert.

Das Rohwasser tritt in der Mitte des untersten Bodens ein, während das Reinwasser jeder Etage einem gemeinsamen Wassersammler zuströmt, wobei der Durchmesser des Zuleitungsrohres der zunehmenden Wassermenge entsprechend von der untersten zur obersten Etage zu größer wird.

Die Reinigung der Filterschichte erfolgt täglich einmal durch Rückspülung bei gleichzeitigem Antrieb des Rührwerkes, durch den der Sand während des Spülens gut durchgewühlt wird, was so lange fortgesetzt wird, bis das anfangs schmutzige Wasser vollkommen klar ausfließt. Dieses Spülen dauert je nach

der Verunreinigung 15—80 Minuten und erfordert etwa 1—2 °/₀ der geförderten Wassermenge, welches Spülwasser durch eine am tiefsten Punkte des Zulaufrohres anschließende Abwasserleitung durch Öffnen des dort eingebauten Schiebers abgeleitet wird.

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Alle 4 Rührvorrichtungen, aus Rührarmen mit in den Sand eingreifenden Stahlzinken bestehend, sind auf einer gemeinsamen zentralen Welle montiert, welche durch eine Zahnradübersetzung angetrieben wird, zu deren Betrieb ca. ¹/₂—1 Pferdekraft benötigt wird.

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Eine derartige Anlage, bestehend aus 3 Schnellfiltern ä 80 in³, zusammen 240 m³ stündlicher Leistung, wui'de am Potsdamer Bahnhof in Berlin gebaut und kostete 160000 M., welcher Betrag bei einem Jahresverbrauch von 800000 m3 Wasser und dem Preise von 12,5 Pf., für die Kilowattstunde also von ca. 4 Pf. pro nr³, gegenüber den um 80000 M. höheren Kosten der alten Wasserversorgung bereits nach 2 Jahren amortisiert wurde.

Fig. 39. Schnellfilter (System WurD.

Ein weiterer Vertreter dieser Filtergruppe ist durch die Bollmann-Filter repräsentiert, bei welchen eine bis 2 m hohe Sandschichte einer sorgfältigen Auswaschung ohne Anwendung von Rührwerken, Druckluft etc. unterzogen wird, wenn deren Reinigung sich als notwendig erweist. Nach den bezüglichen Prospekten sollen die Bollmann-Filter auch eine vollständige Reinigung von Eisen-, Mangan- und Huminverbindungen ermöglichen.

Unter den offenen Systemen wäre unter anderen noch das Reisertsche Schnellfilter hervorzuheben, welches durch eine mittels Preßluft betriebene Wasser-Starkstrom-Ausspülung die Reinigung des Filtersandes ermöglicht und in Kombination mit Alunisierung und Absatzbassins dem früher kurz erwähnten neuesten englischen System sehr ähnlich ist.

oberhalb der Anlage

Bei diesen Filtern tritt das Wasser in eine geoidnete Verteilungsrinne und wird nach Passieren

an-

der Filter aus den

unterhalb befindlichen Kammern durch eine Rohrleitung dem Reinwasser-behälter zugeführt. An jedem Filter ist an der Reinwasserabflußleitung ein Konti olle 1 angebiacht, welcher anzeigt, wenn das Filter verschlammt ist und ein Auswaschen stattfinden muß.

Das Auswaschen erfolgt in äußerst einfacher Weise dadurch, zunächst das

daß

zu waschende Filter durch Auswaschen der Reinwasserleitung ausgeschaltet wird. Sodann läßt man die vorher in einem Windkessel kom-primieite Luft in die untere Kammer eintreten. Die Luft verdrängt das in dieser Kammer befindliche Wasser mit einer solchen Geschwindigkeit durch den Siebboden und das Filtermaterial, daß letzteres gehoben wird und dann durch reines, nachströmendes Wasser hindurch zurückfällt, während ebenso schnell das Schlammwasser in die entsprechenden, seitlich angeordneten Kammern abfließt.

Diese Waschmethode bildet den Hauptvorzug des patentierten Reisertschen Systems.

Das Auswaschen nimmt nur den Bruchteil einer Minute in Anspruch und erfolgt außerordentlich energisch. Sofort nach dem Auswaschen sind die Filter wieder gebrauchsfertig.

In einer großen Stadt Norddeutschlands, an der Talsperre in Barmen, sind im Laufe des Sommers 1912 kommissioneil eingehende Probeversuche mit der neuen Reisertschen Konstruktion ausgeführt worden, welche derart günstig abgeschnitten haben, daß nunmehr diese große Filtrationsanlage nach dem neuen Reisertschen System zur Ausführung gelangt.

Diese Filter werden entweder in Eisen (zylinderförmig) oder in Beton (rechteckiger Querschnitt) ausgeführt. Fig. 40 zeigt ein eisernes Filterelement auf einem Betonsockel ruhend im Querschnitt während des Filtrierbetriebes.

Auf dem aus einem Bronzedrahtgewebe bestehenden hilterboden Q liegt das aus feinem Perlkies bestehende Filtermaterial F. Das Rohrwasser fließt durch das Ventil A und die Drosselklappe I in den durch die schrägen Bleche M und N gebildeten ringförmigen Raum, von wo es gleichmäßig, ohne die Filterdecke zu beunruhigen, auf das Filtermaterial fließt. Durchdringung desselben gelangt das Filtrat durch den ringförmigen, zwischen den Zylindern C und D gebildeten Schacht in den Reinwasserraum R, von durch den Rohrkrümmer B und den Regulator E nach dem ent-

Nach

wo es

was

zur

sprechend großen Reinwasserreservoir fließt. Der patentierte Regulator (Kontroller) E ist genau auf die gewünschte Leistung eingestellt, so daß die Filtriergeschwindigkeit von Beginn an nach dem jeweiligen Auswaschen bis Maximalverschlämmung immer gleichgroß und gleichmäßig bleibt, als Hauptbedingung für die Erzielung eines einwandfreien Filtrates angesehen

werden muß.    .

Der Schwimmer G reguliert nicht allein gemäß der durch den Regulator E eingestellten Leistung den Rohwasserzulauf mittels der Drosselklappe I, sondern er sperrt auch durch die entsprechende Bewegung des Gestänges H

und W den Regulator E ab, so daß die Wasseroberfläche niemals unter die Filteroberschichte sinken kann.

Das Vakuummeter X zeigt den Grad der Verschlämmung des Filtermateriales an. Hat dieser so weit zugenommen, daß trotz des nunmehr ganz geöffneten Regulators der Filterdruck nicht mehr für die Leistung ausreicht, was an dem Vakuummeter zu erkennen ist, dann muß das Auswaschen des Filtermateriales durchgeführt werden.

Die Drosselklappe 1 für den Rohwasserzulauf und der Regulator E werden mittels der über dem Hebel H befindlichen Schraubenspindel, welche

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Fig. 40. Reisertsches Schnell filter in Eisenkonstruktion (Querschnitt).

die Drosselklappenstange V und die Regulatorstange W nach unten bewegt, geschlossen, und das mit einem Windkessel in Verbindung stehende Luftventil L wird geöffnet. Die einströmende Luft verdrängt das in dem Raume R befindliche Reinwasser in den Pfeilrichtungen und treibt es mit großer Geschwindigkeit durch das Filtermaterial von unten nach oben. Das Wasser reißt allen Schlamm mit sich und stürzt durch den Zylinder C in den Raum Z, von wo das Schlammwasser durch den Stutzen S abströmt. Anfangs hebt sich das ganze Filtermaterial und fällt dann durch das entgegenströmende reine Waschwasser, von allem Schlamm befreit, zurück. Dieser Vorgang dauert etwa 20 Sekunden. Durch das Einlassen größerer oder geringerer Luftmengen hat man es in der Hand, beliebig viel Wasch-

wasser

zu verwenden. Die Menge der Luft wird, wenn nicht eine andere , nnC ung getroffen ist, in der Regel durch die Größe des im Windkessel errschenden und an einem Manometer ablesbaren Druckes bestimmt. Nach Schließen des Luftventils und langsamem Öffnen der Drosselklappe und des Regulators ist das Filter wieder in Betrieb. Die Luft entweicht allmählich durch das Ventil K, wodurch der Reinwasserraum sich langsam wieder füllt. Wahrend der Filterperiode sorgt der für eine ausreicht.

für die Neufüllung des Windkessels, aus einzelnen bis 20 Filterelementen zusammengestellte Batterie

man

Solche Filterelemente werden nach Maßgabe des Bedarfes mehrere nebeneinander situiert und empfiehlt sich für größere Anlagen sodann die Ausführung der Filter in Beton.

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Fig. 41. Reisertsches Schnellfilter in Beton (Längenschnitt).

Fig. 41 zeigt ein großes gemauertes Filterelement im Längenschnitt mit dem für eine ganze Batterie ausreichenden Windkessel und Kompressor.

Im Querschnitt Fig. 42 ist links ein Filterelement während des Auswaschens, in der Mitte ein solches während des Filterbetriebes und rechts in der Ansicht von der Stirnseite dargestellt. Unter den Filtern befindet sich der Reinwasserbehälter.

Fig. 43 zeigt den Grundriß einer Batterie von 3 Filterelementen, welche Anordnung bei größeren Anlagen vervielfältigt und gegenübergestellten Batterien mit einem Bedienungsgang in der Mitte projektiert werden kann.

An der Stirnseite befindet sich ein für alle Filterelemente gemeinsamer Rohwasser-Zuführungskanal, von welchem aus durch Absperrschieber A (Fig. 43) jedem einzelnen Element das Rohwasser zugeführt werden kann. Dasselbe gelangt dann durch die Drosselklappe / in die über die ganze Länge des Filterbettes reichende Verteilungsrinne Y, sodann über und durch das

Filterbett F (Fig. 42), und durch die Zylinder D in den Raum R, in welchem sich Reinwasser zum Auswaschen ansammelt.

Der Reinwasserabfluß B wird durch den Regulator E in der Weise geregelt, daß die durch denselben eingestellte Filtriergeschwindigkeit unter allen Umständen unabhängig vom Filterdruck immer konstant bleibt.

Das Auswaschen eines Filterelementes geschieht in der gleichen Weise wie beim eisernen Filter.

Nachdem das Rohwasserventil A, sowie der Regulator E geschlossen sind, öffnet man die Luftleitung L. Die Luft verdrängt das unter dem Filter im Raume R angesammelte Reinwasser so stark durch die Rohre D unter und durch das Filtermaterial F, daß sich zuerst das ganze Filterbett hebt und das Filtermaterial nach und nach durch das allmählich langsamer nach-

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Fig. 42. Re i se l'tsches Schnellfilter in Beton (Querrii lmitt).

strömende Waschwasser zurückfällt, während das Waschwasser mit dem milgerissenen Schlamm in die Schächte Z und von da durch eine Öffnung unten in den Hauptschlammkanal abfließt. Nach dem Auswaschen wird das Luftventil geschlossen, der Rohwasserzulauf und der Reinwasserablauf geöffnet. Die Handhabung ist eine derart einfache und schnelle, daß hierzu nicht mehr wie 1—1¹/₂ Minuten benötigt wird.

Die Verdrängungsluft entweicht ganz langsam während der Filtration durch das Entlüftungsventil K, wodurch sich neues Waschwasser im Raume R ansammelt. Der Schwimmer G regelt den Rohwasserzulauf gemäß des durch den Regulator E genau geregelten Reinwasserabflusses. Das Vakuummeter X zeigt an, wenn die Verschlämmung wieder so weit fortgeschritten ist, daß eine Auswaschung stattfinden muß.

Der Windkessel füllt sich automatisch durch einen Kompressor, der nach Erreichung des erforderlichen Druckes sich selbst wieder abstellt.

Gleich wie bei den Jewellfilteranlagen kann es erwünscht sein, eine raschere Füllung der oft feinverteilten Sedimente des trüben Wassers und eine Vorklärung desselben vor der eigentlichen Sandfiltration durchzuführen,

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Haupt-Schlammkanal

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Fig. 43.

Reisertsches Schnellfllter (Batterie

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3 Elementen), Grundriß.

bassins (Vorklärbehälter-Absetzbassins) gelotet und von hter erst auf d>e Schnellfilter geführt wird.

Eine derartige Anlage für Großbetrieb erscheint durch die Fig. 44 im Schnitt und Grundriß skizziert.

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t'ig, 44. Ileisertsche Füteranlage mit Alunisierung. Gängenschnitt und Grundriß.

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Nach diesem Prinzipe der offenen Filter wurde beispielsweise die rekonstruierte Filteranlage der Compagnie de Eaux de Vienne (Wientalwasserleitung) in Tullnerbach bei Wien mit einer Leistungsfähigkeit 15000 m³ pro Tag und das Wasserwerk Zabreh a. O., des Eisenwerkes Wit-kowitz mit 1000 m³ stündlicher Leistung durchgeführt.

Außei diesen offenen Schnellfiltern werden nach demselben Prinzipe auch geschlossene eiserne Druckfilter gebaut, von denen beispielsweise die Anlage in der Papierfabrik Aschaffenburg mit 600 in³ Stundenleistung hervorzuheben ist.

Die Stadt Barmen beabsichtigt für die Filtration des Wassers des Kerspe-Stauweihers im Ausmaße von 48000 m³ pro Tag vorläufig 13 rechteckige Reisertsche Filter mit einer Gesamtfläche von 487,5 in² aufzustellen, wobei eine spätere Erweiterung der Anlage in Aussicht genommen wurde. \ orher wurden jedoch Versuche über die Leistungsfähigkeit eines solchen Filters vom Durchmesser d — 1500 mm und einer Filterfläche von 1,60 m2 bei einer Filterschichtenhöhe von 600 mm seit Oktober 1910 durch die Stadtverwaltung Barmen unter der Oberaufsicht der kgl. Versuchs- und Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwasserreinigung zu Berlin vorgenommen.

Die Filtriergeschwindigkeit wurde zuerst mit 3 m, ab Dezember 1910 mit 6 m pro Stunde angenommen und ab August 1911 auf 10 m gesteigert, im Februar 1912 jedoch wieder auf 3 m herabgesetzt.

Das Ergebnis dieser Versuche war ein zufriedenstellendes. Die Reinigung des Filters mußte bei 6 m Geschwindigkeit alle 2¹/₂ Tage, bei 10 m jeden Tag und bei 3 m alle 15 Tage erfolgen, und erforderte jede Spülung bloß 1 Minute. Die Spülwassermenge betrug 0,4—0,1 °/₀.

In dem Januarheft 2 — 1913 der Zeitschrift für die gesamte Wasserwerden die neuesten geschlossenen und offenen

Wirtschaft (Halle a. S.)

Druckfilter, System Dehne (Halle a. S.) und Roden (Krefeld), publiziert, welche auch zur Enteisenung und zum Entfernen des Mangans dienen, ferner auch ein Verfahren zur Sterilisierung und Enteisenung nach Lantzsch (Berlin-

Schöneberg) mittels Einführung von Gefäße.

Druckluft (bis 30 Atm.) in geschlossene

Methode der Sterilisation mittels ultravioletter Strahlen und

durch Ozonierung.

Unter anderen Methoden, welche insbesondere in neuester Zeit zui Sterilisation von Wasser Anwendung gefunden haben, wären speziell hervoi-zuheben:

Rück-

a) Die Sterilisation mittels ultravioletter Strahlen, sichtlich der ersteren Methode datieren die bezüglichen Versuche bis Jahre 1877 zurück, deren Resultate durch die englischen Forschei Dow ne» und Blunt veröffentlicht wurden, doch erlangten dieselben erst im Jahre 190/

durch Braunmüller und 1908 durch Nogier und Thevenot sowie Domic

Nach der

zum

und Daire bezw. 1909 durch Courmont praktischere Bedeutung.

Dr. Grimm und Weldert wurden die

von der

1911 erschienenen Publikation von

Versuche in der kgl. Prüfungsanstalt in Berlin mit einei

Verfügung gestellten Quecksilberdampf

neuesten

Quarzlampengesellschaft

Lampe von 1200 Kerzen Lichtstärke angestellt.

ultravioletten Strahlen kann bishei mit auch die Angaben über die

zur

Die Art der Einwirkung der Sicherheit noch nicht festgestellt werden,

quantitative Leistungsfähigkeit sind sehr differierende; sie schwanken zwischen 27,8—1,9 m³ pro Kilowattstunde.

Nach den bisherigen praktischen Versuchen erschien jedoch diese Methode bisher nur für sehr kleine Wassermengen (8—6 m³ pro Stunde) rationell anwendbar, eignete sich daher für den Großbetrieb nicht und ist auch sehr kostspielig. Erst seit dem Jahre 1910 wurden größere Anlagen in Frankreich (Marseille, Paris und Rouen) gebaut. Stark getrübtes Wasser kann bis zu den vorgeschriebenen Grenzen überhaupt nicht entsprechend sterilisiert werden, muß daher vorfiltriert werden; ebenso ist eine Färbung durch Kolloide, wie bei den Moorwässern, der Desinfektion sehr hinderlich. Im Vergleich zu anderen Reinigungsmethoden stellen sich die Kosten pro 1000 m³ gereinigtes Wasser wie folgt:

. 320,00 „

Ozonanlagen: Betriebskosten .

Gesamtkosten .

Langsame Sandfilter: Betriebskosten .

Gesamtkosten .

Schnellfilter: Betriebskosten .

Gesamtkosten .

Ultrastrahlenanlage: Betriebskosten .    .

110—160 M.

bei vollständiger bakteriol. Reinigung, Betriebskosten .    .

bei 99,0—99,9 °/₀ Reinigungseffekt.

b) Das Sterilisationsverfahren mittels Ozon besteht darin, daß durch stille elektrische Glimmentladung eines Starkstromes zwischen zwei durch einen Luftraum getrennten Polen Ozon erzeugt wird und die so ozonierte Luft in Sterilisationstürmen mit dem zu sterilisierenden Wasser in Verbindung gebracht wird, wodurch eine Vernichtung der Bakterien erfolgt.

In neuester Zeit wurden derartige Ozon werke in Chemnitz, Florenz, Hermannstadt und Petersburg errichtet. In Petersburg ist man gezwungen, das Wasser aus der Newa auch zu Trinkzwecken heranzuziehen. Nachdem die bestehenden Filteranlagen nicht ausreichten und sich Infektionskrankheiten bedeutend ausbreiteten, wurde unter anderen eine Ozonierungsanlage gebaut, welche eine Tagesleistung von 35000 m³ erreichen soll. Zur Erzeugung des Ozon dienen 128 Stück Siemensscher Ozonapparate, die von 200 Kilowatt-Dynamos mit Strom versorgt werden.

Diese Ozonierung ist jedoch kombiniert mit einer Schnellfiltration nach dem System Je well und darauffolgender Aeration.

Über den bakteriologischen Effekt der Ozonierungsanlage und deren Kosten ist bisher nichts bekannt geworden.

Die gewöhnlichen Ozonapparate von Siemens &Halske bestehen aus einem dreiteiligen gußeisernen Kasten, in welchem mehrere von Glaszylindern umhüllte Aluminiumzylinder auf Glasplatten isoliert stehend montiert sind, welche mit einem Pol der Stromquelle verbunden sind. Die Glaszylinder sind im Mittelraume des eisernen Kastens, der mit dem andern Pol verbunden

ist, von Kühlwasser umgeben. In den unteren Teil des Kastens strömt trockene Luft ein, durchstreicht den Zwischenraum zwischen Aluminium- und Glaszylinder, gelangt in den obersten Teil des Kastens und entweicht hier durch ein Rohr (Fig. 45).

Leitet man durch den Apparat nun einen Strom von 8000 Volt Spannung, so geht blaues Glimmlicht durch die Räume zwischen den Aluminium- und Glaszylinder.

Ein solcher Apparat liefert 40 g Ozon (0₃) pro Kilowattstunde bei einem Gehalt von 2—3 g Ozon in 1 m³ Luft.

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Bei dem Apparat von Tindall werden Starkströme von 40 bis 50000 Volt Spannung verwendet. Bei diesem Apparat bildet der Metallkasten, durch dessen doppelte Wandung Wasser fließt, die eine Elektrode, bestehend aus Metallblechen, die isoliert in den Kasten eingeführt sind, und wird eine funkenlose, vor Kurzschluß gesicherte Entladung durch einen in den Stromkreis eingeschalteten sehr hohen Flüssigkeitswiderstand ermöglicht.

Fig. 45. Schnitt durch einen Siemens sehen Ozonapparat.

Zur Anreicherung des Ozons streicht die Luft hintereinander durch 5-6 solcherZellen.

Als Type der Anordnung des Ozonierungsverfahrens für größere Wasserwerke soll im nachstehenden das Ozonwasserwerk der Stadt Paderborn, welches nach dem System Siemens & Halske eingerichtet wurde, kurz besprochen, werden (Fig. 46).

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tritt, ist durch Zuflüsse von Oberflächenwasser zeitweise periodischen Infektionen ausgesetzt, die früher Anlaß zu häufigen, oft sehr intensiven Typhusepidemien Anlaß gaben, welche seit dem durch eine längere Reihe von Jahren in dauerndem Tag- und Nachtbetrieb stehenden Ozonwerk vollkommen

Das zur Trinkwasserversorgung der Stadt Paderborn notwendige Quell-weiches in Mitte der Stadt in Form der großen Paderquellen zutage

ver

10

schwunden sind.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Die ältere für eine Stundenleistung von 70 m³ berechnete Anlage wurde in letzter Zeit auf die mehr wie doppelte Leistung (150 m³) erweitert, deren Betrieb nunmehr 20 HP. erfordert.

Bei der Anlage, welche durch Fig. 46 dargestellt erscheint, wird aus dem Rohwasserbassin durch eine Pumpe das zu reinigende Wasser auf das oberhalb der Sterilisationstürme situierte Reservoir gepumpt, aus welchem es durch ein Drahtsieb fein verteilt auf die Skrubber gelangt und hier beim Durchrieseln durch die 2 m hohe Schicht von taubeneigroßem Kies fein verteilt mit der von unten nach oben unter schwachem Überdruck strömenden Ozonluft in Berührung tritt, wobei eine für die Sterilisation ausreichende Ozonmenge in Lösung geht.

Dieses so ozonierte sterile Wasser fließt aus dem unter der Kiesschicht befindlichen Raum über eine 7 reihige Kaskade (Lüftungsanlage), wobei es

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Fig. 46. Ozonwasserwerk der Stadt Paderborn (System Siemens & Halske).

seine Spuren an gelöstem Ozon verliert und gelangt nun volkommen steril in das Reinwasserbassin, aus welchem es seiner Verwendung zugeführt wird.

Das Paderborner Wasser ist eisenfrei, ohne suspendierte Teilchen, daher das Werk einer speziellen Enteisenung und Filteranlage entbehrt.

Das für eine noch größere Leistung gebaute Ozonierungswerk der Stadt Wiesbaden ist nach dem gleichen Prinzipe konstruiert.

IV. Wassersammlung durch künstliche Teiche und Stauweiher.

In allen jenen Fällen, wo zur Versorgung weder Quell- und Grundwasser, noch offene Wasserläufe ausreichen, muß zur Errichtung entsprechend großer Stauweiher, Gebirgsreservoire, geschritten werden. Rücksichtlich der anstandslosen Verwendung von Talsperrenwasser zu Genußzwecken wird auf die im allgemeinen Teile dieses Abschnittes vorgeführten Abhandlungen verwiesen. Was den Bau derselben anbelangt, so wird in Kapitel II dieses Bandes (Stauweiher-Anlagen) die Projektierung, Berechnung und bauliche Durchführung dieser Anlagen des näheren behandelt werden. Mit jedem

Stauweiherbau wird jedoch für Wasserversorgungszwecke zweckentsprechend eine Fiiteranlage zu verbinden sein, welche entweder gleich beim Stauweiher zu erbauen oder aber mit der Hochreservoiranlage (Taf. VI) zu kombinieren sein wird. In nachfolgendem soll noch der Eigenart der Wassersammlung wegen die Wasserversorgung der Stadt Christiansund in Norwegen an der Hand einiger im Jahre 1889 skizzierter Aufnahmen besprochen werden. Christiansund, eine Stadt mit 9800 Einwohnern, südlich von Trondhjem (Drontheim) an der Westküste Norwegens gelegen, besteht aus drei Inseln. Die großen, zumeist kahlen Gneis-

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kuppen und Abhänge dieses an und für sich kleinen Insellandes gestatten kein Einsickern des Meteorwassers, so daß trotz des durch den Golfstrom begünstigten Regenreichtums (1800 bis 2000 mm pro Jahr Regenhöhe) die Bildung von Süßwasserquellen

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jd) Profil der Staumauer des Reservoirs II.

Fig. 47. Wassersammelanlage von

e) Querprofil des Sammelkanales. Christiansund (Norwegen).

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ausgeschlossen erscheint. Die Stadt mußte daher entweder eine Zisternenoder Gebirgsreservoir- (Stauweiher-) Wasserversorgung durchführen. Zu diesem Zwecke wurden in einer der steilen Felsschluchten 3 kleine Reservoire I, II und III (Situation c, Fig. 47) mittels gemauerter Talsperren in unmittelbarer Nähe der Stadt angelegt.

Die Talsperre des mittleren, 1889 gebauten Reservoirs ist in Fig. 47 d im Querschnitt gezeichnet; sie ist aus Gneisblöcken trocken hergestellt und nur auf der Wasserseite in Zement gemauert. Die Reservoire sind 50—200 m lang und zumeist 30—40 m breit mit einer mittleren Wassertiefe von 1—3 m. Der Fassungsraum aller 3 Stau weiher dürfte meiner Schätzung und flüchtigen Aufnahme nach ca. 30 000 m³ betragen. Die Mauern besitzen keine gemauerten Grundablässe und Überfälle, sondern sind nur durch kurze Rohrleitungen mit Schieber verbunden. Das oberste Reservoir liegt nahe der Wasserscheide.

Da infolge des kleinen Einzugsgebietes dieser Reservoire von vielleicht 4 ha die Wassersammlung eine ungenügende war, wurden behufs Vergrößerung desselben 2 Parallelschluchten einbezogen und zu diesem Zwecke an den steilen Felsenabhängen und Tallebnen 0,3/0,4 m weite, gemauerte, offene Sammelkanäle gebaut (siehe Querprofil e), welche sich längs der in dem Situationsplan strichpunktierten Linie an den Abhängen entwickeln. Die Verbindung der Sammelkanäle des Friedhof- und Wiesentales (vom Verfasser gewählte Benennungen) erfolgt durch einen Siphon (siehe Querprofil A B). Das von den Felsen abrinnende Regenwasser wird nun in diesen Kanälen gesammelt und in die 3 Stauweiher geleitet, aus welchem es nach Passierung einer Filteranlage in die Stadt gelangt. Das diesem kahlen Felseiland mühsam und mit großen Kosten abgewonnene Wasser ist ganz entsprechend trinkbar, wird jedoch zuweilen noch in den Häusern selbst, wenn nötig, einer zweiten Filtration und Kühlung unterzogen.

D. Zuleitung zum Versorgungsgebiete (Reservoir).

Die Hauptzuleitung, welche den Transport des Wassers aus dem Gewinnungsgebiete (Wassersammelanlage, Wasserbezugsort) zum Abgabegebiete (Hochreservoir) zu besorgen hat, kann entweder eine Gravitationsoder eine Druckleitung sein. Liegt der Wasserbezugsort höher als der Versorgungsort, dann wird das Wasser mit natürlichem Druck (per Gravitation) zu dem letzteren geleitet werden können, während unter anderen Umständen dasselbe auf die zur Versorgung nötige Höhe künstlich gehoben werden muß.

I. Gravitationsleitungen.

Der Transport des Wassers kann in offenen oder geschlossenen Leitungen erfolgen, also durch offene Gerinne (Gräben), oder durch geschlossene unterirdische Gerinne (Kanäle, Kanalrohrleitungen), oder endlich durch Druckleitungen (Eisenrohrleitungen) bewerkstelligt werden.

i. Offene Gerinne

werden überhaupt nur bei ausschließlichen Nutz Wasserversorgungen und größeren Quantitäten zur Anwendung gelangen. Das Profil derselben wird

nach dem gerechneten Maximalerfordernis, bezw. bei Anlage eines Hochreservoirs nach dem mittleren Tageserfordernis am Tage des größten Konsums (Sommer) zu dimensionieren resp. etwas größer als dieses anzunehmen sein. Bezüglich der baulichen Durchführung wird dann in einfachster Weise ein offener Graben mit Böschungen von 1 : l¹/,—1 : 2 hergestellt werden können, das Bodenmaterial ein entsprechend widerstandsfähiges ist und die Geschwindigkeit des fließenden Wassers v = 0,60 m nicht überschreitet. Für t>^0,6—1,20 m müssen die Böschungen und die Sohle des Grabenprofiles durch Pflasterung gesichert werden, in selteneren Fällen in der aus Fig. 48 ersichtlichen Weise, daß in eine Schüttung von grobem Schotter das Profil mit 1: 1 Böschung ausgepflastert wird. Für Geschwindigkeiten v> 1,20 m muß

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Fig. 48. Gepflasterter Wasserleitungsgraben.

Fig. 49. Gemauerter Zuleitungsgrabeu.

mit 1 : 1 gemauert, also aus Ziegel- oder Bruchsteinmauerwerk oder in Beton hergestellt werden (Fig. 49); dieser Fall wird auch dann einzutreten haben, wenn die für flache Böschungen notwendige Grundfläche nicht verfügbar ist (an Stelle der Kiessohle in Fig. 49 wird häufig Mauerwer.k oder Pflaster zu treten haben). In Felsgrund können senkrechte Böschungen und ein v bis 3 und 4 m angenommen werden. Für sehr große Geschwindigkeiten (in lokalen Strecken) und für provisorische Leitungen kann man sich einer Holzverkleidung (rechteckig form) bedienen. Das Wasser in derartigen offenen Gräben ist natürlich sowohl der Erwärmung wie der Verunreinigung stark ausgesetzt.

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Fig. 50.

Holzgerinne als Wasserleitungsgraben.

oder, wie in Fig. 50, in Dreiecks-

2. Gedeckte Kanalleitungen,

entsprechend tief verlegt, haben die eben erwähnten Nachteile nicht aufzuweisen, werden jedoch ihrer meist hohen Kosten wegen nur für größere Wasserquantitäten und bei kleinen Gefällen in Anwendung kommen. Sie haben insbesondere folgende Vorteile aufzuweisen:

1. haben dieselben, gut hergestellt, die längste Dauer, die in keinem \ er-hältnisse zu jener der Eisenrohre steht, obwohl bezüglich der letzteren noch nicht genügende Erfahrungen vorliegen, da die verwendeten Baumaterialien (vorzüglichen Stein, Mörtel, Beton vorausgesetzt) gegen den Einfluß der Luft und des Wassers viel widerstandsfähiger sind; als Beweis für die lange Bestandsdauer solcher gemauerter Leitungen können

wohl in erster Linie die über 2000 Jahre alten antiken Leitungen der Römer und Griechen hervorgehoben werden;

2.    bieten dieselben größere Sicherheit gegen Betriebsstörungen, als die Brüchen ausgesetzten Eisenröhren;

3.    können viel geringere Gefälle (bis J = 0,0001 = 0,1 °/₀₀) ausgenutzt werden, ohne die Qualität des Wassers besonders zu schädigen, während bei eisernen Druckrohrleitungen kein kleineres als ein einer Geschwindigkeit von min. 0,25 m, am besten von v = 0,5—0,6 m entsprechendes Gefälle angeordnet werden soll;

4.    die Reinigung von Schlamm und Sand kann bei Druckrohrleitungen durch Spülauslässe wohl bei vorhandenem größeren Druck sehr leicht und billig bewerkstelligt werden, verursacht jedoch bei kleinem Gefälle schon bedeutendere Schwierigkeiten und insbesondere dann starke Inkrustationen, also Querschnittsverengungen. Für kleinere Wasserleitungen werden überdies heute ausschließlich nur eiserne Druckrohrleitungen gebaut, wo halbwegs das entsprechende Gefälle vorhanden ist.

Offene Leitungen (offene Gräben) und gedeckte Kanalleitungen werden auch dort vorteilhaft erbaut werden können, wo der gerechnete Rohrdurchmesser den größten handelsüblich erzeugten (1200 mm) übersteigen würde (also auch bei kleineren Zuflußquantitäten, jedoch sehr kleinen Gefällen), weiter dort, wo beim Legen der Rohrleitung abnormer Wasserzudrang zu gewärtigen ist, endlich wo Kanalleitungen günstig trassiert, also in flachen Lehnen ohne Quertalübersetzungen durch Aquädukte entwickelt werden können; das Profil wird zweckdienlich nur im Abtrag (Einschnitt) zu legen sein, um Setzungen und Wasserundichtheiten vorzubeugen. Abgesehen von allen diesen Faktoren wird zumeist die Kostenfrage bestimmend auf die Entscheidung betreffs der Wahl von Kanal- oder Druckleitungen ein wirken. Die Kanalleitungen müssen, da sie nie voll fließen sollen, „mit Gefälle“ trassiert werden. Dieselben können in der einfachsten Form aus glasierten Steinzeugröhren, aus Betonröhren, Monierröhren (Eisendrahtgeflecht mit Portland Zementmörtel kombiniert) bestehen oder in Form von schliefbaren oder nicht begehbaren Kanälen aus Stampfbeton, Ziegel-, Bruchstein- oder Quadermauerwerk mit verschiedener Querschnittsform hergestellt werden. Der benetzte Umfang ist durch einen 2—6 cm starken, geschliffenen Portlandzementverputz gut zu dichten, das Mauerwerk überdies selbst in hydraulischem Mörtel herzustellen.

Von besonderem Interesse ist auch die Verwendung von Cement arme für große Rohrdurchmesser in der seit neuerer Zeit in Frankreich üblichen Herstellungsweise (System Bonna etc.).

Dieses System wird nicht allein für die Herstellung großer Kaliber für Wasserleitungen und Kanalisationen, sondern auch für Hochreservoirs verwendet, wie dies beispielsweise bei dem 4000 m³ Inhalt messenden, im Querschnitte kreisrunden Reservoir für Chatillon (Seine) der Fall ist.

Die Konstruktion der Leitungsröhren ist eine verschiedene, je nachdem selbige ohne, unter mäßigem oder höherem Druck stehen.

a) Leitungen ohne Druck (nicht vollaufende Rohre).

Die

einem Metallgerippe aus Stahlstäben Durchmesser, welche nach der Richtung der Erzeugenden Leitlinien des zylindrischen Rohrmantels in Abständen von 110 mm verlegt und an den Kreuzungsstellen mit geglühtem Eisendraht verbunden sind. Dieses Eisengerippe ist in eine 8

und

Zur Ableitung der Abwässer der Stadt Paris wurde ein Teil der Rohrleitung aus Cement arme, und zwar bis 3 m Durchmesser hergestellt. Rohrwand besteht in letzterem Falle aus von 8 mm

cm dicke Zementmörtelschichte (450 kg Zement auf 1 m j Sand) eingebettet und innen mit einem 1 cm starken Zementverputz überzogen. Die Wandstärke beträgt somit im ganzen 9 cm. Der laufende Meter Rohr wiegt ca. 1 t.

Das Rohr ruht im Rohrgraben auf einer mindestens 0,81 m starken Betonunterlage von 1—1,5 m Breite.

Außerdem sind Verstärkungsrippen angebracht, welche teils in armiertem Zement, teils in Beton ausgeführt sind.

Die Herstellung der Rohre erfolgte im Rohrgraben selbst und kostete der laufende Meter dieser größten Rohre 214 Fr. = 200 K.

b) Druckrohrleitungen.

Die größten Rohre, d = 1,80 m, nach dem System des Ingenieurs Bonna ausgeführt, sind in Längen von 2,5 m mit 10 cm Wandstärke erzeugt.

die Längsstäbe 20/14/3 mm, welche je nach

mm,

Für einen Probewasserdruck über 18,6 m, bei welchem die gewöhnlichen Zementrohre ein Schweißen zeigten, erhalten die Rohre eine innere Einlage, bestehend aus einem Stahlblechmantel von 3,5 mm Stärke, welche bei einem dieses Maß übersteigenden Wasserdruck eine entsprechende Erhöhung erfuhr. Das Gerippe selbst besteht bei diesem System aus Stahlstäben von kreuzförmigem Querschnitt und haben die kreisförmig gebogenen Querstäbe einen Querschnitt von 40/22/35 den Druckverhältnissen 95—294 mm voneinander entfernt sind.

Die Stoßdichtung der einzelnen Rohrstücke erfolgt bei den Rohren mit innerem Blechmantel mittels Kautschukbänder und geteerter Hanfstricke, welche durch ein dreiteiliges Eisenband mittels Schrauben an das Rohr angepreßt werden. Über diesen Stoß wird eine Ringmuffe aus armiertem Zement geschoben und diese mit Zement ausgegossen.

Die Rohre ohne Blechmantel werden im Stoß nur durch eine Ringmuffe gedichtet.

Die Rohrleitung wird im Rohrgraben auf Betonklötze gebettet.

von Gerippen aus

und außen mit einer Zementmörtelschichte überzogen sind. Die größten Rohre von 1,10 m Durchmesser haben 70 mm Wandstärke, die Bleche 0,6 mm; die Querrippen laufen spiralförmig um die Längsstäbe.

Der Preis stellte sich pro lfd. m bei den Rohren mit Stahlblechmantel auf 300 Fr., ohne Stahlblechmantel auf 200 Fr. Die armierten Zementrohre für höheren Druck (bis 40 m), welche im Park von Herblay zur Verwendung gelangten und bei 3 m Baulänge mit Durchmessern von 0,30—1,10 m ausgeführt wurden, bestehen aus einer Lamelle von Stahlblech, welche beiderseits im Querschnitt kreuzförmigen Stahlstäben umgeben und

innen

Die Dichtung erfolgt in gleicher Weise wie bei den früher behandelten Rohren, nur wird hier die Stoßfuge zuerst mit einer Asbestlage und Bleiweiß gedeckt.

Der Blechmantel wird aus einzelnen Tafeln hergestellt.

Die Kosten der Rohrerzeugung, Legung und Dichtung betrugen bei d=l,10 m ca. 76 Fr., bei af = 0,30 m ca. 12 Fr. pro lfd. m.

In Amerika werden die Wasserleitungsrohre von großen Durchmessern mitunter auch aus Holz (Sequoia gigantea und Sequoia sempervirens [Texaskiefer]) hergestellt, welche einen Wasserdruck bis 6 Atmosphären (Wasserversorgung von Denver in Colorado) anstandslos aushalten. Die Rohre sind aus einzelnen großen Holzdauben zusammengesetzt und es sind zweierlei Dichtungen üblich, und zwar entweder Stoßwechsel (Aliens Patent) oder mit durchgehendem Stoß.

In ersterem Falle bestehen die Röhren von 0,3—1,8 m Durchmesser aus lattenförmigen, 2,5 m langen Dauben, welche mit Feder und Nut gedichtet, im Rohrgraben nach einer Schablone gelegt und durch schmiedeeiserne Ringe mit Schrauben zusammengezogen werden. Bei durchgehendem Stoß erfolgt die Dichtung durch einen gleichfalls aus Dauben hergestellten Holzring, welcher mit Eisenbändern zusammengezogen wird.

Die Fig. 51 (a—h) repräsentiert einige Typen derartiger Wasserleitungskanäle. In gewissen Entfernungen müssen Einsteig- oder Revisionsschächte eingeschaltet werden. Bei Kreuzungen breiterer, flacherer Täler kann die Trasse des Kanales in diese Seitentäler hinein entwickelt werden, unter anderen Umständen fresp. zumeist werden Seitentäler mittels kostspieliger Überführungen (Aquädukte) übersetzt werden müssen. Desgleichen wird mitunter, insbesondere in schluchtartigen, gewundenen Felstälern, die Vortreibung von Stollen notwendig werden.

Als Sammelleitungen und manchmal auch als Hauptzuleitung zum Hochreservoir werden häufig Steinzeug-Muffenrohre (innen und außen glasiert) verwendet. Bei der Trassierung und Berechnung derselben ist jedoch zu beachten, daß im ungünstigsten Falle (Vollfließen) die Drucklinie mit der Rohroberkante zusammenfallen, aber nie höher liegen darf, weil die Muffendichtungen, welche zumeist aus Hanfstricken, dann Letten und oben Zement oder aber aus Asphaltguß bestehen, einem Überdruck nicht widerstehen. Die beste Dichtung für Tonröhren besteht neben den zuerst einzustopfenden Teerstricken aus einem Gemenge von 1 Teil Teer und 2 Teilen Ton (Letten), oder die Muffen werden mit einer aus Teer und Asphalt bestehenden Mischung ausgegossen. Bei größeren Gefällbrüchen und längeren Leitungen entlastet man zu diesem Behufe die Steinzeugrohrleitung durch Einschaltung von Entlastungsschächten, welche ganz ähnlich wie die Quellenakkumulatoren gebaut sind. Solche Entlastungsschächte müssen natürlich auch bei eisernen Druckrohrzuleitungen dort eingebaut werden, wo infolge des großen Höhenunterschiedes die Röhren einem 7—8 Atmosphären überschreitenden Druck ausgesetzt wären, wie dies im Hochgebirge mitunter der Eall ist.

Es müßten sonst separatstarke Gußrohre und Schieber etc., insbesondere aber auch alle Bestandteile der Hauseinleitungen außernormal erzeugt werden.

Nachdem aber mit einem solchen abnormal großen Druck keine Vorteile erzielt wurden, welche die bedeutenden Mehrkosten wird man durch diese herbeiführen.

solchen rechtfertigen,

Entlastungsschächte eine Herabminderung des Druckes

Fig. 52 zeigt eine derartige Konstruktion im Längenschnitt, wobei die Entleerung der beiden mit Wasser gefüllten Kammern, von welchen die linke

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Fig. 51. Kanalproflle für Wasserleitungen.

als Sedimentierungsraum anzusehen ist, mittels der Bodenkonusse e und ü erfolgen kann, während bei ü das Überlaufwasser frei abfließen kann.

In Fig. 53 ist der Grundriß und in Fig. 54 die Ansicht des oberirdischen Eingangsschachtes dargestellt.

Wie alle Röhren, so müssen auch die Steinzeugröhren mit den Muffen gegen den Wasserlauf gelegt werden, und zwar womöglich 1,50 m mit der Oberkante unter Terrain, damit die wechselnden Lufttemperaturen das in den Röhren fließende Wasser gar nicht oder doch nicht wesentlich beeinflussen. Manche Hydrotechniker beantragen insbesondere bei eisernen Röhren 2 m

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Fig. 54.

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Fig. 52. Längenschnitt. — Fig. 53. Grundriß. — Fig. 54. Ansicht.

Monate

0 oo

Grade Celsius

20'oo

J8

Jänner

.■5--=±rr=d®8

Februar

März

April Mai

'=i

==t=

Juni

Juli

Lu L'ttemnrtfitt

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September

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Venn,2m. Tiefe.

fcx

Vv

Dezember

fcv

Fig. 55. Graphikon der Luft- und Bodentemperaturen für Brünn und Zittau.

Verlegungstiefe, doch stehen die viel größeren Kosten in gar keinem Verhältnis zum erzielten Effekte.

Nach vorliegendem, meinem Brünner Trink Wasserleitungsprojekte entnommenen Graphikon (Fig. 55) der Luft- und Bodentemperaturen für Brünn beträgt die mittlere Lufttemperatur + 8,2°, die mittlere Bodentemperatur bei 1 m Tiefe+8,8°, bei 2 m Tiefe + 8,6° C., also eine sehr geringe, praktisch belanglose Differenz. Bei 1 m Tiefe sinkt jedoch im Winter die Bodentemperatur bis gegen 0° herab, daher die Minimaltiefe mit 1,5 m allgemein angenommen wurde.

Berechnung offener Gerinne, Kanal- und Rohrleitungen. Die Berechnung der offenen Kanal- und Rohrleitungen erfolgt nach den im ersten Kapitel dieses Handbuches (Bd. I) vorgeführten Formeln (Ganguillet und Kutter, Weißbach etc., siehe Taf. III). Für Druckrohrleitungen empfiehlt es sich zur rascheren Durchführung der Berechnungen eigener Graphikons zu bedienen. Ein solches auf Basis der üblichen Weißbachschen Formel entworfenes Graphikon, welches für die Rohrdurchmesser d = 66—275 mm konstruiert wurde, ist auf Tafel V (Bd. I) gezeichnet und nach der auf

S. 167 des 1. Bandes beschriebenen Weise zu gebrauchen. In erster Linie ist wiederholt zu bemerken, daß die Geschwindigkeit, zur Vermeidung großer hydraulischer Stöße in der Rohrleitung, 1,0 m pro Sekunde nicht überschreiten soll und andererseits mindestens so groß angenommen werden muß, daß keine Ablagerung der etwa mitgeführten Sedimentstoffe und keine zu große Temperaturerhöhung durch langsames Fließen erfolgen kann.

3. Eiserne Gravitations-Druckrohrleitungen.

In der Mehrzahl der Fälle werden heute der Billigkeit, leichten Legung und raschen Herstellung wegen eiserne Druckrohrleitungen gelegt, welche ohne Rücksicht auf das wechselnde Gefälle oder auf Steigungen des Terrains in die frostfreie Tiefe von 1,50 m mit der Rohroberkante unter dasselbe verlegt werden. Die Röhren, zumeist Muffenröhren, 3—4 m lang, stehend gegossen, innen und außen heiß asphaltiert, werden mit Hanfstricken und Blei gedichtet und mit den Muffen gegen die Wasserlaufrichtung zu gelegt. An allen höchsten Punkten (Bruchpunkten), also dort, wo Steigung und Gefälle ab wechselt, müssen Luftventile, an allen tiefsten Punkten Spülauslässe eingeschaltet werden. Um jederzeit leicht zur Rohrleitung zu gelangen und eventuelle Reparaturen und dergl. ohne Kulturschaden vornehmen zu können, wird man als Rohrstraße womöglich Wege, Straßen (im Bankett), Feldraine und dergl. wählen. Bäche und Flüsse werden unterfahren und muß für eine Sicherung der Bachsohle gegen Auskolkung durch Pflaster, Spundwände etc. Sorge getragen werden. Bezüglich der notwendigen Druckhöhe zwischen Quellstube und Hochreservoir ist zu betonen, daß dieselbe mindestens gleich sein muß der Reibungshöhe h.₂ (Reibungsverlust, verlorene Druckhöhe) plus einer kleinen Überdruckhöhe hs (mindestens 1—2 m) für den Ausfluß in das Reservoir. (Siehe die spätere Berechnung des Hauptrohrstranges vom Reservoir zur Stadt.)

4. Temperaturzunahme des Wassers in langen Rohrzuleitungen.

Die Temperaturzunahme des Wassers in langen Zuleitungen, namentlich m eisernen Druckrohrleitungen wird sehr häufig überschätzt und oft werden diesem Grunde allein derartige weitgelegene Wasserbezugsorte bei Lösung komplizierterer Wasserfragen von vornherein ausgeschlossen. In Wirklichkeit ist diese Temperaturzunahme nicht bedeutend, wenn die Zuflußgeschwindigkeit nicht zu klein angenommen wird und nicht ganz abnormale klimatische Verhältnisse vorliegen.

Für die Berechnung der Wärmeleitung können dieselben hydrodynamischen Gleichungen Verwendung finden, wie für die Bewegung in-kompresibler, wirbelfreier Flüssigkeiten. Statt der Geschwindigkeit wird jedoch hier der Vektor des Temperaturgefälles eingeführt.

Es sei nun:

r der äußere Leitungshalbmesser, t die Temperatur eines Punktes, a das Temperaturgefälle = grad /,

K der innere Wärmeleitungskoeffizient in Kalorien pro Meter und Sekunde.

Die Definition von K ergibt sich aus folgender Erwägung: es wäre eine Erdsäule von 1 m² Querschnitt gegeben. Denkt man sich zwei Querschnitte von 1 m Abstand und 1° C. Temperaturdifferenz, so stellt die vom Querschnitte höherer Temperatur zu ienem niedrigerer Temperatur strömende Wassermenge den inneren Wärmeleitungskoeffizienten dar, der in Kalorien gemessen wird, welch letztere Wärmemengen darstellen, welche notwendig sind, um 1 kg Wasser von 0° auf 1° C. zu erwärmen.

Die durch die Flächeneinheit fließende Wärmemenge ist dann a . K.

Das Temperaturgefälle a hat die Komponenten in der Richtung der

• In ein Körperelement mit den

aus

drei Achsen ax

dt

dt

a‘J

Kanten dx, dy und dz tritt eine Wärmemenge //K.a.df mehr ein als aus, wobei der Vektor a senkrecht auf dem Flächenelemente steht.

Nach dem Gaußschen Satze ist    . df— K. JJJ div adv, für den

vorliegenden Fall der stationären Wärmeströmung ist die eintretende Wärmemenge gleich der austretenden, also

K. /// div a . dx = 0,

daher ist auch

div a =

dT-t d-t d-t

dy²

dz²

0.

(1)

dx²

Es soll nun eine ebene Wärmeströmung vorausgesetzt weiden, und in der Querschnittsebene xy senkrecht zur Rohrachse, d. h. alle Punkte auf einer und derselben Erzeugenden sollen gleiche Temperaturen haben, dann geht die Gleichung (1) über in

zwar

d²t

d²t

(2)

dy²    a

Wie ersichtlich, ist die Temperatur /=/ (x, jy), das Potential des Temperaturgefälles und jede solche Funktion/, welche der Gleichung (2) und

d x²

den vorgegebenen Grenzbedingungen entspricht, gibt das Bild des betreffenden Wärmedurchflusses.

Die Gleichung t—f (x, y) = konstant, ist dann die Gleichung einer

Isotherme.

Diese Isothermen bilden eine Kurvenschar, welche von den Strömungslinien senkrecht geschnitten werden.

Für Rohrleitungen mit kreisförmigem Querschnitt und ebener Erdoberfläche hat Forchheimer die Funktion t = f(x,y) gefunden.

Es ist für diesen Fall

(3)

t = y- (/« v;x² + (y + af — ln fx¹ + (y — af + c^j.

In dieser Gleichung sind x und y laufende Koordinaten eines Isothermenpunktes, a, c und c₂ sind Integrationskonstante, welche aus den Grenzbedingungen zu bestimmen sind (/» = log. nat).

Forderung

0 entspricht.

Man kann sich leicht davon überzeugen, daß diese Funktion der SH 6²t d x² d'y²

Die Gleichung (3) kann auch in der Form

x² + (y — a

g2ctt — 2 c₂ ][\2

g 2    — 2 c₂

(y> 2ctt 2 Co — 1)2

geschrieben werden. Es sind also die Isothermen Kreise mit den Mittel-

g2c₁t 2 c₂ _j_ 1 g 2 Cjt — 2 c₂ — 1

punktskoordinaten

und dem Halbmesser

g 2 c±t — 2 c₂ — 1

x = 0 und y — a

r= + 2a

g cLt c₂

g2c₁t — 2 c₂ — 1

Den einen Grenzfall für die Isothermen bildet die Schnittgerade der Querschnittsebene mit der Erdoberfläche, den anderen der Rohrkreis. Für erstere ist

(4)

to —

und es geht die Gleichung (3) über in

ln

/y*² + O + af\ = Q V\/*² + (y — af)

Das ist der Fall, wenn >' = 0 ist. Es fällt daher diese Isotherme mit der Abszissenachse zusammen. Um die 3 unbekannten Konstanten cv c₂ und a zu berechnen, muß man 2 Isothermentemperaturen kennen. Diese Isothermen sind in vorliegendem Falle die erwähnte Schnittgerade und der Rohrkreis. Für den Rohrkreis gilt dann wenn /,• die Temperatur im Rohrmantel ist; daraus ist dann

g 2 C^tr ’    2    - X

a ~ h g^c,tT — 2Co-J_ l '

Daher ist

r — 2h

C 2 C₁ tr -C₂

Daraus ist dann

g 2 C±tr    C₂ —1_ ^

vc ^citr 2c₂ f — 2 hecif* — c2

oder

^ 2 Cx tr ~~ 2 C₂

folglich ist

oder

—— ßeytT — c₂ _|_ 2 = 0,

=--±V^

C1 tr C2 ⁼ 41 — + y ^

C ci C2

/y2

fl

QO

nlt*

jjÖ⁶

Fig. A. Erwärmung des Wassers in langen Rohrzuleitungen.

Zu diesen Gleichungen gesellt sich als 3. Bestimmungsgleichung t₀ =    ;

i r h ;

tr — Jo n ~r — V

es ist daher

r²

und

to

ln

±V-

h²

tr — /₀

Es ist dann durch Einsetzen der Werte c₁ und c.₂ in die Gleichung (5)

a = +]/h² — r², oder a² = (h — r) (li + r),

woraus man sofort die involutorische Beziehung der Kreisschar erkennt (Fig. A). Für l=o ist tr = 4 = Anfangstemperatur. Es ist nun die Temperaturänderung des strömenden Wassers zu berechnen. Für die Erdoberfläche ist das Temperaturgefälle

/yr2

grad t

dt

2a

denn es ist aus (3)

6y

c₁{x² + a²) ’

6t 1

y + a öy ~~ cx I x² + (y + a)²

y— a

x² -\~(y — a)²

und für die Oberfläche ist y = o zu setzen. Durch einen Streifen von der Breite dx und der Länge von einem Meter geht eine Wärmemenge

2 Ka

c₁ (x² + a²)

und für die Breite oo beträgt die durchgehende Wärmemenge

K-

6y

dx —

oo

2 Ka

ci (•s;2 +    )

dx =

, x arc tg — ö a

2 Ktc

2 K n (tr — t₀)

co

M4+V£-i)

Ein Rohrstück von der Länge dL empfängt demnach eine Wärmemenge

2 71 K (tr — t₀)

o = -f

MW

■ dL.

Ist die während der Zeit dieses Wärmeflusses durchfließende Wassermenge Q, so beträgt die Temperaturerhöhung

d 11* —

2nK{tr — t₀)

d tr

Q ■ ln (y + ]/-2n K. L

h?

oder es ist

tr    t o

Q.l*

C ist eine Konstante. Für L — O ist t,- = /«, also die Endtemperatur A- nach durchlaufener Strecke gleich der Anfangstemperatur t«, es ist also

C ⁼ ln(to ta)f 2n K. L

folglich ist

/»

/1₀ — ta \ _ \/o — 4-/

• 4i

Vf-.)

(6)

Ist nun r so klein, daß es gegen h vernachlässigt werden kann, so resultiert

2 n K . L

als Gleichung (6)

■lä

(hr)

yo Ir]

“'•m

oder in Briggschen Logarithmen

**-(h=7)~

Wo Ir J

1 .185 iE.L

Q • i°g-1 ~z

oder

\lo Ict ]

1.185 . K. L

Qlog^-y)

1 . 185 K. L Q {log. 2 h — log. r)'

Nachdem sich log.

mit r unbedeutend ändert, ist zu ersehen, daß

vor allem die Größe der durchfließenden Wassermenge Q für die Erwärmung maßgebend ist.

Um nun ein Zahlenbeispiel durchzuführen, seien wie früher folgende Bezeichnungen zugrunde gelegt:

t₀ die maximale Bodentemperatur in Celsius Graden im Rohrgraben, ta die maximale Wassertemperatur bei der Entnahmestelle (Wassersammelanlage, Quellstube, Filter etc.),

t, die maximale Wassertemperatur bei der Ankunftsstelle (Hochreservoir bei der Stadt),

L die Länge der Rohrleitung in Meter,

Q die Wasserführung in Liter pro Stunde, h die Tiefe der Rohrleitung (des Rohrmittels unter Terrain), r der äußere Rohrradius in Meter,

K der innere Wärmeleitungskoeffizient des Bodens in Kilogramm Kalorien, bezogen auf Meter und Stunden; derselbe wechselt nach den Bodengattungen und beträgt für die zumeist vorkommenden sandigen Lehmböden und Ackererde als oberste ungünstige Grenze K = 2,00 pro Meter

= 0,00056 pro Meter und Sekunde.

und Stunde bezw.

2,0

3600 Sek.

Die Bodentemperatur in ca. 1,5 m normaler Rohrtiefe schwankt ebenfalls nach Jahreszeit, Klima und Standort und betrug z. B. in Wien innerhalb

der Jahre 1886—1905

bei h = 1,30 m, t₀ = 14,8—20,5° C., im Mittel 18,2° C., „ h = 1,80 m, t₀ = 12,6—18,1° C., „    „    16,3° C.

Beispiel:

Sei nun t₀ = + 17° C. (maximale Bodentemperatur),

ta — + 8° C. Wassertemperatur bei der Entnahmestelle,

so ist

K = 2 kg Kal.,

L = 31600 m,

Q = 125 sl.. 3600 = 450000 1 pro Stunde, h = 1,50 + 0,25 = 1,75 m (abgerundet), r = 0,215 m,

17 — tr _    1,185,2,31600_

17 — 8 —    3600.125 (log. 2.1,75 — log. 0,215)

74892

= — 0,1373575

595 234

= 0,72886, daraus ist U = ~ 0,72886.9 + 17 = 10,44° C. Tempe-des Wassers im Versorgungsgebiet (Reservoir); es ergibt sich daher eine Erwärmung von 10,44-8,0 = 2,44° C. oder pro 1 km Leitung

= 0,0772° C.

In einer anderen Form lautet die Gleichung von

und

ratur

2,44

31,6

17 - tr

Forchheimer,

wenn man

2 nK

1000 Q . ln

(MIR

setzt, wobei Q in m³ pro Sek. einzusetzen ist,

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

11

to tr

to ta

e~nL

wenn L die Länge der Leitung in Metern bedeutet;

daher ist

tr—t₀-\- {ta — t₀) e~n L.

Lueger (Die Wasserversorgung der Städte, IV. Heft, S. 726) kleidet den Wert für n in nachstehende Formel:

2 n K

1000 Q . ln

(£+V£-i)

welcher dem obigen Ausdrucke entspricht, wenn D den äußeren Rohrdurchmesser bedeutet.

Für K— 0,00056 (gewöhnliches feuchtes Erdreich),

Q — 0,125 m³ pro Sekunde, to = 17° C., ta = 8° C.,

L = 31600 m,

D = 0,430 m, ist dann

0,00000153

Q -log

(¥+V¥-)

= 0,0000058,

und es ist daher tr = 17 + (8 — 17). 0,4343 - 0,000005 . sieoo

= 17 - 9.0,82 = 17 — 7,38 = 9,62° C.,

also tr = + 9,62° C., also eine Erwärmung von 8,0° auf 9,62° = 1,62° C. Er Wärmung, also etwas kleiner wie nach der früheren Berechnung.

Nach wirklichen Messungen betrug die Temperaturzunahme A — tr — ta pro Kilometer bei der

Frankfurter Quelleitung .... Z. = 82 km

L = 173    „

Alte Wiener Hochquellenleitung . L = 90    „

Im Mittel der 3 langen Zuleitungen: A =    0,034° C.

Vanne Leitung (Paris)

A = + 0,042° C. 0,012° „ 0,049° „

Ferner:

A = + 0,196° C. 0,062° „ 0,125° „

Freiburg im Breisgau.....L = 5,1 km

Regensburg

. L — 2,25 „

Solingen (Hebung mechanisch) . L = 8,0    „

Im Mittel der 3 kurzen Leitungen: A= 0,128° C.

Und im Mittel aller 6 Leitungen: A = 0,081° C.

Dies würde für das frühere Rechnungsbeispiel für A = 0,081⁰ bei L — 31,6 km einer Temperaturzunahme von 2,56° C. entsprechen, gegenüber den gerechneten Werten von 2,0 bezw. 1,62° C.

Ingenieur Schiavoni-Mailand bringt 1913 folgende Berechnung über die Temperaturzunahme in eisernen Rohrleitungen:

Als Ausgangsgleichung dient die Formel:

, to ta

2 n K. L

t₀ tr

(1)

worin bedeutet (bei Beibehaltung der gleichen Bezeichnungen wie auf Seite 161):

r den Rohrradius in Meter,

6 die Wandstärke des Rohres in Meter,

Q die sekundliche Durchflußmenge in Liter (dm³/sec),

L die Leitungslänge in Meter, h die Tiefenlage des Rohres in Meter, ta die Anfangstemperatur des Wassers in ⁰ C., tr die Wassertemperatur bei der Ankunftsstelle in ⁰ C., t₀ die maximale Bodentemperatur im Rohrgraben,

K den kalorimetrischen Wärmeleitungskoeffizienten des Bodens,

Km den kalorimetrischen Wärmeleitungskoeffizienten der Rohrwand, und zwar in Kilogramm Kalorien, bezogen auf Meter und Sekunde.

Der Zusammenhang zwischen der Tiefenlage h und der Temperaturschwankung für größere Tiefen als 1,0 m wird ausgedrückt durch die Formel:

4 4i d

&e

h In 7vr

(2)

und es bedeutet in dieser Gleichung: tm die mittlere Außentemperatur,

0e die Schwankung zwischen Maximal- und Minimaltemperatur an der Erdoberfläche,

T die Jahresperiode und die thermometrische Leistungsfähigkeit,

TS

a¹ = —, wobei w = 0,5 die spezifische Wärme des Bodens bedeutet (w = 1,0 für Wasser) pro dm³ in Kilogramm Kalorien und K = 0,00045 in Kilogra Kalorien pro Meter und Sekunde.

Nach Forchheimer lautet die Gleichung (1) in vereinfachter Form

2 n K. L

mm

l\i

to ta

to tr

0-L&)

Es handelt sich nun um die Berechnung der Erwärmung, also um die Differenz A = 4 — ta] es ist dann

to ~ ta to tr

to ta \ .

to — (ta + A)j

setzt man % = t₀ — /«, so ist

ln

— ln

= ln 1H-

— ln (1 + Q).

11*

Dabei bedeutet

Nun ist aber

5\2+q

stets ein echter

Da nun A < x ist, so ist q stets positiv. Daher ist

Bruch, so daß man bei hinreichender Kleinheit dieses Bruches die höheren Potenzen vernachlässigen kann.

2~

2A

Es ist dann 4(1 -f- q) =

2-1

folglich ist

2tc K. L

277-A

und hieraus ist die Erwärmung

n KL

'2 h

oder pro Längeneinheit

271 K

Nun ist aber

gegen

2 Ti K

so klein, daß man es, ohne einen

'"fr

nennenswerten Fehler zu begehen vernachlässigen kann, so daß die ,Erwärmung pro Längeneinheit

2nK

ist,

ln

(3)

oder auf die Länge L wird

2 n K t₀ — ta

• L.

(4)

für einen konkreten Fall seien beispielsweise folgende Daten bekannt:

Mittlere Jahrestemperatur in den einzelnen Terrainhöhen 0—100 m .

100—300 „    .

300—500 „    .

über 500 „

Ferner sei die größte Schwankung des Monatsmittels im Jahr 0e = 18° C. Diese extreme Temperaturschwankung in der Atmosphäre steht mit jener im Boden im Zusammenhänge; ist die letztere 0h, so ist

A-V-J

a w T

@h = 0e

Für verschiedene Tiefen h sind die Werte von 0h folgende:

Tiefe in Metern

1,50

1,75

2,00

2,25

2,50

2,75

3,00

tH

0,591    0,542    0,495    0,454    0,416    0,381    0,349

10,64

9,76

8,91

8,17

7,49

6,86

6,28

Die nun aus der Formel 2 gerechneten Maximaltemperaturen für verschiedene Bodentiefen ergeben sich wie folgt:

Terrain

höhen

Tiefen

1,50

1,75

2,00

2,25

2,50

2,75

3,00

0—100 m 100—300 „ 300—500 „

18.77

17.77

16.77

18.33

16.33

15.33

17.90

16.90

15.90

17.53

16.53

15.53

17.19

16.19

15.19

16,88

15.88

14.88

16.59

15.59

14.59

Ingenieur Fantoli findet als Näherung, daß für Tiefen von 1,5    2,5 in

zwischen maximaler Bodentemperatur und Bodentiefe eine lineare Beziehung herrscht, so daß t=a-\-ßh.

Für oben erwähnten Fall ist a — 22 und ß —    1,85, und zwar für

Terrainhöhen von 0—100 m, so daß man für r in der Gleichung (3)

x = 22 — 1,85 h — ta

setzen kann.

Ferner kann man nach Fantoli bei den gewöhnlich vorkommenden

Pi    /2 h\    ³/ h

Verhältnissen — statt /„ I— j den Ausdruck — einführen, wobei ^=1,30 ist.

Es lautet dann die Gleichung (4):

2 7i K 22 — 1,85 h — ta

Q~-A    T

ec

Bezeichnet man den Ausdruck

22 — 1,85 A —

Uh

■ lfr ■ L.

— mit A₎ so ergibt sich

3 /—

(5)

A = 0,00218 A •    • L.

Die Größen A sind nun für verschiedene Werte von h und t₀ in der nachfolgenden Tabelle zusammengestellt:

Tabelle für die Werte A =

22 — 1,85 h — ta

3rr

V h

Tiefe

der Rohrachse in Metern

ta =

10°    11°    12°    13°    14°    15°    16°    17°    18°

19°

to I> Oi O) If o_    03

cd' c-T co" id" icT

03 ■<# 03 iS 03 l>_ <N CO r-' co“ irT id'

oc jp- jo* oc os co    'o ~C3 ~bo

03    O i—¹

co o 03 oa

CD_ (M^ >o~ rjT Tp CO CO

JO JNS 03 03 p*

co ~co cj<

® 03 K Ol <1

03 (M (M O lO CO_ cq^ t> cd' cd” o7 co“ r-T

J-¹ J-» J-t CO JO

'co 7»

o w co co

CO CO CO CD 0_ CD_ T-^

t-T cT o" o" cT

0,20

— 0,20

Es muß hervorgehoben werden, daß vorstehende Tabelle für Seehöhen von 0—100 m gilt und daß für je 200 m Höhe 1° abzuziehen ist.

Beispiel. Ein Rohrstrang, zwischen 100—300 m über dem Meere gelegen, hat einen Durchmesser 2 r = 0,1750 m (r — 0,0875 m) und führt pro Sekunde Q = 5,7 1 mit einer Anfangstemperatur la= 15,44° C. Die Länge der Leitung beträgt 4 km und das Rohr ist auf 1,5 m Tiefe unter Terrain verlegt. Wie groß ist die Temperatur des Wassers tr am Ende der durchlaufenen Strecke?

Tr

• L.

Die Erwärmung A = 0,00218 • A ■ —q

A wird aus der zugehörigen Tabelle gefunden; dabei wird die Höhen läge berücksichtigt, indem man ta um 1° vergrößert auf 16,44° C. Es ergibt sich aus der Tabelle für

ferner ist

es ist also

A — 2,43 durch Interpolation;

7= ^0,0875 = 0,443, 0,00218.2,43.0,443.4000

CO

5,7

= 1,65°.

Folglich ist die Endtemperatur

tr — ta ~t⁻    — 15,44 -f- 1,65

also

tr = 17,09 ⁰ C.

Man sieht, daß hier schon eine beträchtliche Erwärmung vorhanden ist. Bei einer Vergrößerung der Verlegungstiefe würden sich die Verhältnisse folgendermaßen stellen:

Rohrtiefe

1,75

2,00

2,25

2,50

Endtemperatur .    .

16,631

16,226

15,837

15,469

Der durch tiefere Verlegung der Rohre erzielte Effekt steht aber in keinem Verhältnisse zu den erheblich größeren Kosten und den Unzukömmlichkeiten im Betriebe, welche durch die abnorme Tiefenlage herbeigeführt werden.

Die Gleichung (5) zeigt in anschaulicher Weise, wie das Wasser richtig zu leiten ist. Man sieht, daß bei sonst gleichen Verhältnissen die Erwärmung der 3. Wurzel aus dem Radius des Rohres direkt, der Wassermenge dagegen umgekehrt proportional ist. Man wird also bestrebt sein müssen, das Wasser möglichst einheitlich mit einer größeren Geschwindigkeit dem Orte des "V er-brauches zuzuführen.

Wasserversorgungen. Tabelle zusammengestellt:

Die Societa Italiana per Condotte d’aqua in Mailand hat über die Erwärmung des Wassers in Leitungen Untersuchungen angestellt, so zum Beispiel bei den Wasserleitungen von Cori und Offida. Beide sind Quell-Die Beobachtungsergebnisse sind in nachfolgender

Wasserleitung

Verlegungstiefe h

Rohr-

radius r

QA

Messungsstelle in der Temperatur Leitung in

®C.

1,45

0,05 0,05 0,05 0,05

0,05 0,05 0,05 0,05 0,045 0,04 0,04

Aus diesen Messungsresultaten ist menge Q auf die Erwärmung zu

Cor i-Leitung 2506 m lang

Offida-Leitung 11930 m lang

1,45

1,45

1,45

1,5

1,5

1,5

1,5

1,5

1,5

1,5

ersehen.

0 ta = 12

642

13,2

15,5

+ 1860 + 2 506    tr = 17,0

0    ta = 11

12,6

+ 1280 + 1780 + 2 760 + 6 153 + 9 974 + 11 930

der Einfluß der geleiteten Wasser-Im ersten Falle hat sich bei einem

12,6

13,6

14,2

15,6

tr = 16,2

Rohrdurchmesser von r=100 mm und Q = 2 sl das Wasser nach einer durchlaufenen Strecke von 2500 m um 5° erwärmt, während im zweiten Falle bei einer doppelten Wasserführung (Q — 4 sl) und sonst ganz gleichen Verhältnissen bloß eine Erwärmung von 2,4 ⁰ C konstatiert wurde. Es gebe dies im ersten Fall eine Temperaturzunahme pro Kilometer von A = 2,0 ⁰ C., im zweiten Falle A = 0,437, also enorm größere Werte, als die Forch-heimersche Formel ergibt. Leider fehlen zur genaueren vergleichenden Beurteilung die anderen lokalen Rechnungsfaktoren.

Als weiteres praktisches Beispiel führe ich endlich die Resultate von Messungen an, welche ich im Juni 1895 gelegentlich der Kollaudierung des damals eben fertig gewordenen Wasserleitungsbaues für die Stadt Teschen, (österr. Schlesien) selbst vorgenommen habe.

Es betrug die Temperatur des Wassers

8,3° C., 11,3« „ 13,lo

a)    im Wasserschloß.....

b)    im Hochreservoir.....

c)    am Ende des Stadtrohrnetzes .

Unter Zugrundelegung der wirklichen Rohrlängen ergibt sich zwischen a und b auf 10,5 km Länge eine Temperaturzunahme von 3,0°, zwischen b und c auf 2,5 km Länge eine solche von 1,8° C.

Es entfällt also im ersteren Falle pro km

3,0

10,5

0,285° C.

und im zweiten Falle pro km

1,8

2,5

= 0,720° „

Es muß hierbei hervorgehoben werden, daß die Anschüttung der Rohrgräben eine noch lockere, nicht vollständig gesetzte war, daher der Eintritt der warmen Luft im Sommer hindurch sehr begünstigt wurde, somit später eine geringere Temperaturzunahme zu gewärtigen war. — Diese wirklich gemessenen Werte, sowie jene der zwei italienischen Leitungen mit A = 2,0 bezw. 0,437° C., sind somit unverhältnismäßig höhere gegen die Mittelwerte der langen Leitungen (Frankfurt, Paris, Wien) mit A = 0,034° C. und auch der kurzen Leitungen (Freiburg, Regensburg, Solingen) mit A = 0,128° C.

Nach Ingenieur Kozeny kann man die maximale Bodentemperatur einfach graphisch ermitteln. Es ist, wie früher erwähnt, die maximale Bodentemperatur:

Oe

to — Un T"

Daher ist

ln (to im)

oder

log. (to — im) = log.

I-H Ol

Oe

¹ V

2T3T7'

wobei log. den Briggschen Logarithmus bedeutet.

Also ist log. {t₀ — tm) = A — B . h.

Für das frühere Beispiel mit einer jährlichen Amplitude 0e = 18° C. und für Terrainhöhen von 0—100 m über

dem Meere gilt die Gleichung log. {t₀ — /,„) = 0,954242 — 0,0152 h, in welche die Verlegungstiefe h in dm einzusetzen ist. Für h— 2,0 m ergibt sich:

daher ist

oder

2.3a

Für einen bestimmten Ort ist log. e)j • \ -jr eine Konstante B.

eine Konstante A und ebenso

log {t₀ - tm) = 0,650242, to — tm = 4,47° t₀ = 13,45 + 4,47 = 17,92° C.

Es stimmt dieser Wert auch sehr gut mit jenem in der Tabelle überein. Man kann leicht die Gerade A — B . h zeichnen und für verschiedene h direkt

§>:

2-

-!-■

f

VsTs

S-i

r---- h-9

S£S

tot

VT

i'O

/'•J"

20

^-1—.....3S0.

Fig. B. Erwärmung des Wassers in langen Rohr Zuleitungen.

4 — tm ablesen, wenn auf der Ordinatenachse t₀ — tm logarithmisch aufgetragen wird (siehe Fig. B). Um eine größere Genauigkeit zu erzielen, muß die Zeichnung in entsprechend großem Maßstab durchgeführt werden.

Zum Schlüsse sei noch eine Bemerkung darüber gemacht, welche Dimensionen in den Formeln

und

ln

to ta

to tr

to t—¹

2Tr K. L

Qi

LylJL

a v r

bei den verschiedenen Werten von K für die Länge zu wählen sind.

Die thermometrische Leistungsfähigkeit a² = — = Kx beträgt für Erdboden nach dem Beispiele Schiavoni 0,0090 Grammkalorien¹) und hat die Dimension /² . t~¹i wo / eine Länge und t die Zeit bedeutet. Denkt man sich eine Bodenschichte von 1 m² Grundfläche und 1,0 m Dicke, und es sei an den Endflächen eine konstante Temperaturdifferenz von 1° C., so wird während 1 Sek. eine gewisse Wärmemenge diese Bodenschichte durchströmen. Diese Wärmemenge ist nun imstande eine über der Grundfläche gelagerte Bodenschichte von einer für jede Bodenart bestimmten Mächtigkeit um 1⁰ C. zu erwärmen. Dieses Kx wird also zahlenmäßig durch die Mächtigkeit der erwärmten Schichte in Längeneinheiten ausgedrückt. So wurde bei den bekannten Königsberger Untersuchungen Kx = 28,30 m² und Jahr ermittelt, das heißt in einem Jahre würde eine Bodenschichte von 28,8 m Mächtigkeit um 1° C. erwärmt werden. Geht man auf Zentimeter über, so wird bei gleicher Temperaturdifferenz von 1° C. das Temperaturgefälle 100 mal größer und die Dicke 100 mal kleiner. Es ist daher auf Sekundenzentimeter bezogen und in Grammkalorien ausgedrückt:

*1 =

283000

365.86400

0,0090 cm²/sec.—¹.

Auf Sek., dm und Grammkalorien bezogen wäre demnach: Kx — 0,0090 •    • 1000 dm²/sec.

oder in Kilogrammkalorien Kx = 0,00009 dm²/sec.

Auf Meter und Sekunden bezogen wäre Kx = 0,0009 m²/sec. in Kilogrammkalorien, daher ist

K=Kx.w = 0,0009.0,5 - 0,00045

auf Meter und Sekunden bezogen.

Folglich sind bei Verwendung von K— 0,00045 die Längen alle in Metern, die Wassermenge in Litern pro Sekunde einzusetzen.

Würde man den gewöhnlich im absoluten Maßsystem angegebenen Koeffizienten Kx = 0,0090 cm²/sec. —¹ daher K — 0,0045 pro cm und sec. in Grammkalorien verwenden, so müßte man die Längen in cm und die Wassermengen in cm³ einsetzen.

II. Künstliche Hebung des Wassers.

Liegt die Wassersammelanlage (Quellstube, Grundwasserbrunnen oder das offene Wassergerinne) tiefer als das Abgabegebiet (die Stadt oder Ortschaft) oder das zur Versorgung desselben mit natürlichem Druck entsprechend hoch zu legende Hochreservoir, so muß zur Errichtung einer Pumpstation geschritten werden, welche möglichst in nächster Nähe des Sammelbrunnens zu situieren ist. Die Versorgung durch künstliche Hebung kann in der Weise erfolgen, daß das Wasser durch das Pumpwerk innerhalb einer 20—24stündigen Pumpzeit kontinuierlich in das Stadtrohrnetz gedrückt wird,

a) Nach Hann, Meteorologie (2. Aufl., S. 44) ist a² = 0,0044 für festen Erdboden.

welches durch einen Rohrstrang mit einem sogen. Kompensationsreservoir in Verbindung steht, in welches das durch die Zapfstellen nicht verbrauchte eingepumpte Wasser, also insbesondere zur Nachtzeit, einfließt und aufgespeichert wird, um in jener Zeit, wo der Konsum größer als das gepumpte Wasserquantum ist, aushelfend, ausgleichend (kompensierend) zu wirken. Statt des Hochreservoirs kann in Städten, wo der entsprechende Raum hierfür nicht vorhanden ist, auch ein entsprechend hohes Rohr (Standrohr) hergestellt werden, welches die Druckdifferenzen reguliert, in welchem Falle jedoch eine 24 ständige Pumpzeit und mindestens 2 Pumpmaschinen notwendig sind. Da diese Versorgungsweise nur bei großen Städten ein-treten kann, deren Versorgung nicht in das Gebiet des Kulturingenieurs fällt, so soll von einer weiteren Behandlung hier Abstand genommen werden. Zumeist wird jedoch der Fall eintreten, daß bei Grund Wasserversorgungen neben dem Sammelbrunnen die Pumpstation errichtet wird, durch welche das Wasser in ein auf einem die Stadt dominierenden Hügel situiertes Hochreservoir hinaufgedrückt wird, von wo aus es selbsttätig (per Gravitation) in das Stadtrohrnetz gelangt. In einem solchen Falle wird das entsprechend groß zu bauende Reservoir binnen 6—10 Stunden (also bei Tag) gefüllt und dann der Pumpbetrieb eingestellt.

zu

angenommen können

a)    Wasserräder und Turbinen,

b)    hydraulische Widder (als selbständiger Motor und Pumpwerk),

c)    Göpel mit animalischem Antrieb (Menschen, Pferde oder Rinder),

d)    Windmotoren,

e)    Dampfmotoren (Lokomobile oder stationäre Dampfmaschinen mit Pumpen oder Pulsometer) und

f)    Elektromotoren

dienen; statt des Dampfes kann auch Petroleum, Benzin oder Gas (Heißluft oder Sauggas) als ökonomischer Motor

Saug- und Druckrohre werden mit gleich großen Lichtweiten derart projektiert, daß die mittlere Betriebsgeschwindigkeit ca. 0,6 m beträgt. Diese rationelle Geschwindigkeit soll jedoch in keinem Falle 1,0 m überschreiten. Der Inhalt des Druck Windkessels soll einen Fassungsraum gleich dem 3 fachen Pumpenvolumen besitzen und die Saughöhe möglichst gering (nicht über 5 m) werden. Als Motor zum Antrieb der Saug- und Druckpumpen

zur

Verwendung kommen.

i. Wasserräder und Turbinen.

aus

Die notwendige Kraft (absoluter Effekt Na) berechnet sich

Na =

1000 QmS. Hm

75

hebende

in Pferdekräften, wobei Qm* das pro Sekunde auf die Höhe Hm zu

Wasserquantum bedeutet.

Wir hätten beispielsweise einen Ort mit 1000 Einwohnern mit Nutz-und Trinkwasser zu versorgen und nehmen pro Kopf und Tag 60 1 Be ar an, so erhalten wir einen mittleren Tagesbedarf von 60 m . Das eser\ ,

welches täglich zu füllen ist, hätte einen Fassungsraum von 75 m³, entsprechend dem maximalen Tagesbedarf (gleich 125 °/₀ des mittleren Bedarfes). Diese 75 m3 sind nun innerhalb der Pumpzeit (bei Wassermotoren 12 oder 24 Stunden, bei kleinen Dampfmotoren 5—10 Stunden), also z. B. in 24 Stunden hinaufzudrücken; es entspricht dies einem sekundlich zu hebenden Quantum von

0 sec. —

75 ms

24.8600 sec-

= 0,9 sl. = 0,0009 m³.

Die gesamte Förderhöhe (Höhenunterschied zwischen dem gesenkten Brunnenwasserspiegel und dem Auslauf im Hochreservoir) samt Reibungshöhe würde betragen H = 30 m, so erhalten wir als notwendige rohe Arbeitskraft

Nn =

1000.0,0009.80

75

= 0,36 Pferdekraft.

Nun ist Nn — Je. Na, wobei der Wirkungsgrad k, d. h. der Prozentsatz der wirklichen Leistung gegenüber der theoretischen Arbeit,

k — 0,30—0,40 bei unterschlächtigen und primitiv gebauten Wasserrädern, k — 0,50—0,60 bei oberschlächtigen Wasserrädern und & = 0,75—0,80 bei Turbinen

beiläufig beträgt. Nehmen wir als Motor ein oberschlächtiges Wasserrad, so müßte dasselbe somit

Nn = k. Na = 0,6 Na, also

Nn

0,6

Na

0,36

0,6

= 0,51 Brutto-Pferdekräfte

leisten, wenn dasselbe permanent in Betrieb bleiben könnte.

Für kulturtechnische Zwecke sehr verwendbar ist der zu den Turbinen gehörige Pelton-Motor.

Derselbe ist eine Aktionsturbine mit horizontaler Achse, geeignet für höheren Druck und zur direkten Kuppelung für schnellaufende Maschinen oder zur Kraftübertragung mittels Riemen, Zahnräder, Friktionsräder etc. Dieser Motor arbeitet mit hohem Nutzeffekt, namentlich bei großem Wasserdruck und großer Tourenzahl; er kann event. schon bei 1 Atmosphäre Druck, rationeller jedoch von 2 Atmosphären aufwärts, verwendet werden, und stehen solche bis 50 Atmosphären Druck im Betrieb.

Dieser Motor (siehe Fig. 56) besteht aus einem gußeisernen Gehäuse, in welchem auf einer horizontal gelagerten Achse aus Stahl das vertikale Turbinen-Schaufelrad R aufgezapft ist. Der Radkörper selbst ist meist in Gußeisen, die Schaufeln selbst in Phosphorbronze hergestellt und mit Schrauben befestigt. Im unteren Teil des Gehäuses mündet die Druckwasserzuleitung Z ein, welche in ein Strahlrohr mit Düsenansatz D endet, aus welchem das unter Druck stehende Wasser direkt auf die Schaufeln ausfließt. Der Zufluß selbst kann durch die Stellschrauben-Spindel S beliebig reguliert werden.

Das notorisch ausgenutzte Abwasser fließt in den Fundamentraum a und von hier durch eine Ableitung A ab.

Berechnung:

Behufs möglichst rationellster Ausnutzung der Wasserkraft derart, daß der die Radschaufel treffende Wasserstrahl theoretisch die ganze innewohnende Arbeit abgibt, muß derselbe einerseits ohne Stoß eintreten, und während seiner Bewegung längs der Schaufel seine Richtung völlig umkehrend, dieselbe am Ende mit einer Geschwindigkeit gleich Null verlassen, eine Bedingung, welche für alle Turbinenanlagen Geltung hat. Diese Regel bedingt, daß die Bewegungs- (Umfangs-) Geschwindigkeit c der Radschaufel theoretisch halb so

v

groß sei, als die Eintrittsgeschwindigkeit v, d. h. es sollte c = ^ sein. Praktisch wählt man zufolge Versuche über den besten Nutzeffekt für den Pelton-Motor

rC

.Je..

agBaatjumi

01 >-*9

•»!

ff

71 !

-P

±1

leu

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Wm-:

4-'a—\— ' ''

V-

ff

:C\

Fig.

56. Pelton-Motor.

der Druckwassersäule, so wird mit Rücksicht nehmen sein.

0,46 . v. Ist h die Höhe

auf die Kontraktion und Reibung ^ = 0,95^2 gh zu

wird der doppelte Abstand der Wasserstrahlwenn n

Als Raddurchmesser d    .

achse von der Motorenachse angenommen und es gilt die Kelation,

die Tourenzahl des Rades ist, «-■£•-£. Es^ist ferner das sekundliche

und der Düsendurch-

4

Aufschlag wasserquantum

in Kubikmeter Q — v ■

= 1,13

messer in Meter

Nach der Stärke d des

Wasserstrahles richtet sich dann die Große der

Schaufeln.

Tabelle über

der Maschinen- und Armaturenfabrik

„Pelton“-Motoren

vorm. H. Breuer & Co. in Höchst a. M.

Wasserdruck in Atmosphären und Ausflußgeschwindigkeit V in

Gröfsen Nr.

00

Raddurchmesser . .

nun

78

84

260

390

520

<590

Anschlußrohr-Durchmesser „ Preis bei 2—6 Atm. .    .    .

Düsen-Durchmesser . . nun

13

19

60

80

100

125

99 M.

130 M.

229 M.

339 M.

517 M.

907 M.

164S M

2420 M

4 16 18

9    11,5

10    13    15    14    19    23

21    26    30    28

35    40

2 Atm. J 18,82 ml

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

3,5    8,4    14,9

2119

1966

0,011    0,03 0,05

3 Atm. J 23,05 mj

WTassermenge in Liter p. Min. 4,3 Umdrehungszahl p. Min. ca. .    2596

Leistung in Pferdestärken . .    0,017

10,3 18,2 2409 0,05 0,09

cc    oc

OJ O !N

'b'

14,9 , 33,6 59,6

1272

45,7

0,05 0,11 0,20

18,2 41,1 ! 73

1559

0,09 i 0,29 0,36

4 Atm. (

26,61 mj

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

5,0    11,8 21,1

3<M)0

0,023    0,08 0,14

2782

Ci

tc

IC

21,1 47,5 84,5 ! 1800

0,14! 0,31 0,56

5 Atm. ( 29,75 m j

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

5,6    13,2 23,5

3109

0,029    0,11 0,19

3350

6 Atm. | 32,59 m j

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

6,1    14,5 25,8

: 3406

0,035    0,14 j 0,25

3672

£ I -S *

23,5! 53 | 94 : 2011

0,19 0,44 I 0,78

25,8    58    103

2202

0,25 0,58 j 1,03

7 Atm. 35,21 m

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

8 Atm. J 37,63 m j

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

9 Atm. | 39,92 mj

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

10 Atm. | 42,08 mj

Wassermenge in Liter p. Min. Umdrehungszahl p. Min. ca. . Leistung in Pferdestärken . .

Anmerkung Der kleine Motor 00 dient zum Betriebe von kleinen Nähmaschinen etc. und besitzt keine Regulierspindel, sondern einen Ab-sohlußhahn. Die Lager sind mit selbstschmierenden Buchsen versehen.

27,8 62,5 111

2412

0,32 0,73 1,30

29,7

0,39

31,6

0,17

33,4

0,55

66,6 119

2546

0,88 1,59

70,7 126 2700 !

1,03 1,9

75    134

2846

1,26 2,2

tc

*-* cu

0,15

66

72

0,6

423

317

730 1140 1490 I 239 j

2,4    3,8 ' 4,9

1043

1203

120    194 147    248 331

1005

1,62    1,221 2    2,76

1345 !

519

599

605    503 | 774 ! 1029 893 11400 1830

: 293 I

2,5 3,86 5,14    4,4    7    9,14

389

CO 00

3,87

647

288 | 530 670

2,4    4,4 I 6,5    5,4 j

79    132 | 213    161    272    364    316

1100

0,8    1,32 2,13    1,6    2,7    3,64    3,16

1474

85 , 142    230    174    293    393    340    625

1614

1205

803

1,65 2,68    2,03 3,42 4,58    3,96 7,3

892 1188 1030 1610 2110 49    340

95 7,9    6,8 10,6    14

P'

3 g «

05 .ft ao

1320 1150 1800 2350

11    9,6

855    710 1090 1450 1260

; 650

8,5    7,1 10,9 14,5    12,6

922    765

10,7    8,9

378

15    19,6

1970 2580

415

19,7 25,8

91

151 > 246    186    328    420    364    667

847

1702

1270

1,21 2,01    3,28 2,48 4,37    5,6

ao

8,9

985    815

13,2    10,8

97 j 160 | 261    198 I 334 | 445

1806 ;

1,45 2,4    3,9    2,9 | 5 I 6,6    5,8 I 10,7 i 15,7    13

348

i- 00

1045 865

103    170 ! 276    211

I 1903

1,7 2.8    4,6    3,5 5.9    7,8

2120 2790 453

24,8 32,5

1560 1360

sg S2§ -Sil Sls

18,3    15,9

1680 1254 2260 2980 479 !

22,4    19,4 30,2 39,8

1780 1540

2420 3160

508

26,7    23,1

36,3 47,5

354 | 472    412    755 j 1100 920

948

6,8 12,6 18,3    15.3 23,5 31,5    27,2 42,8 I 55,6

1890 1635

1421

2570 3340 535

Zum Schlüsse sei noch auf die Anfang dieses Jahrhunderts von Pro fessor A. Rateau (St. Etienne) erfundenen Hochdruck-Zentrifugalpumpen hingewiesen. Diese von den Skodawerken in Pilsen gebauten Pumpen sind dadurch charakterisiert, daß in einem zylindrischen Gehäuse auf einer gemeinsamen Welle mehrere einfache Zentrifugallaufräder gekuppelt sind. U-förmige Kanäle leiten den Wasserstrahl aus einem im Gehäuse fix eingebauten Leitrad zu dem nächstliegenden hinüber. In diesen Rückleitungskanälen sind sichelförmige Schaufeln eingegossen, welche den Wasserstrahl ohne schädliche Wirbelbildungen zum nächstfolgenden Laufrade leiten, woselbst er von den Laufradschaufeln stoßfrei erfaßt wird. An dem vor dem ersten Laufrade befindlichen Gehäusedeckel ist das Saugrohr, im rückwärtigen Deckel eine Sammelspirale angeschlossen, welche durch ein konisches Rohr mit der Steigleitung verbunden ist.

Eine solche Pumpe, z. B. mit 12 Laufräder, durch einen Elektromotor angetrieben, hebt bei 1450 Touren pro Minute ll¹/₂ sl. auf eine Höhe von 177 m. Die Pumpe gibt forciert bei Q — 16¹/₂ sl. noch immer einen Nutzeffekt von 63 °/₀. Diese Pumpen eignen sich insbesondere für abnormal große Förderhöhen bis 200 m.

2. Hydraulische Widder (Stofsheber).

Für kleine Wasserversorgungsanlagen und Fördermengen von Q — 0,05 bis 6,6 sl. können mit Vorteil hydraulische Widder (1797 von Mongolfier erfunden) in Anwendung gebracht werden, wenn das Aufschlagwasserquantum, mit welchem der Widder betrieben wird, bedeutend größer oder aber die Förderhöhe gegenüber der Betriebs-(Aufschlags-) Höhe keine zu große ist. Das Wasser eines Baches, einer Quelle etc., welches event. in einem Bassin gesammelt wird, gelangt als Aufschlags- oder Betriebswasser durch die Rohrleitung a (Fig. 57) in den um ein gewisses Maß h tiefer gelegenen Widder, welcher zur Sicherheit in einem gemauerten Schachte oder einem Maschinenhäuschen situiert ist. Von dem Widder führt eine Rohrleitung d, die Steigleitung, das gehobene Wasser in das Hochreservoir, welches um A₂ m höher als das Aufschlagswasserreservoir (die Quelle) liegt.

Die Wirkungsweise dieser hydraulischen Maschine ist nun folgende. Der Widder besteht der Hauptsache nach aus 3 Hauptbestandteilen:

1.    dem Unterteil (Fig. 58 a),

2.    dem Windkessel w (Fig. 58 b und c),

3.    dem Aufschlagventil B (Fig. 58 d).

Auf dem Unterteil ist über der mittleren Öffnung k ein gußeisernes Klappenventil v± mit Lederdichtung durch die Schraube h auf einer Seite derart befestigt, daß es um diesen Punkt drehbar gehoben werden kann, während es, durch sein eigenes Gewicht niedergedrückt, auf dem Ventilsitz dicht aufsitzt. Das Sperr- oder Aufschlagventil v₂ ist ein aus Bronze an-

Reservoir.

Oi/elle.

'K"\

4L

-ä.

er

-yi.

Fig. 57. Schematische Skizze für die Berechnung der Widder.

gefertigtes Kegel-(Glocken-) Ventil, mit 5 Öffnungen und einem versehen, welcher seine Führung in dem oberen zylindrischen Teil des Gehäuses B findet Der mittlere Teil des Gehäuses besteht aus 4 bogenförmigen Armen d Im Querschnitt dieses Ventiles (Fig. 68 e) sind zwei dieser Anne durchschnitten, daher schraffiert. Die Hubhöhe ₀ des Ventiles kann durch eine SGbräubenmuttci- e reguliert werden, auf welcher auch der Ventilbolzen g angeschraubte Kopf / frei aufliegt.

Bolzen

auf dem

(§)

■V

y.

ir]

a) Darauf sicht nach Abnahme des Windkessels und Aufschlagventiis.

VT

b) Querschnitt mn.

fl

y.

Ar

c) Längenschnitt a b.

d) Ansicht des Aufschlagventils von unten.

Fig. 58. Hydraulischer Widder (ältere Konstruktion).

e) Querschnitt.

Bei a (Daraufsicht) wird die schmiedeeiserne Rohrleitung für das Aufschlagwasser angeschraubt, bei n die Steigrohrleitung. (Die Blindflansche m kann auch mit n vertauscht werden.) In ruhigem Zustande ist das Klappenventil vx geschlossen, das Sperrventil v₂ offen.

Wird nun in dem montierten Widder das Betriebswasser eingelassen, so wird anfangs ein Teil des Wassers durch die Öffnungen des Aufschlagventils ausspritzen, infolge der Kontraktion beim Durchfließen durch die engen Öffnungen und des Auftriebes des Glockenventils selbst das letztere jedoch Friedrich. Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

12

bald heben und es an seinen Ventilsitz anpressen. Da durch diese Ventilschließung die Strömung des Wassers plötzlich gehemmt wird, so müssen die Rohrwände einen hydraulischen Stoß erleiden, welcher infolge der angesammelten lebendigen Kraft imstande ist, einen größeren Widerstand als den durch die darüber stehende Wassersäule bedingten Druck zu überwinden. Durch diesen Stoß wird nun das Klappenventil vx gehoben und ein Teil des Wassers in den Windkessel w getrieben, was so lange erfolgt, bis der Druck der komprimierten Luft dem Wasserstoße das Gleichgewicht hält. Durch die komprimierte Luft wird gleichzeitig das Wasser aus dem Windkessel durch die Öffnung B und n in die Steigrohrleitung gepreßt, gehoben und im Reservoir zum Ausflusse gebracht. Sobald nach dem Wasserstoße das Gleichgewicht eingetreten ist, fallen die Ventile vx und v₂ durch ihr eigenes Gewicht wieder herunter, das strömende Wasser spritzt wieder beim Aufschlagventil heraus etc. — das Spiel beginnt von neuem! Wie aus dieser Schilderung hervorgeht, arbeitet diese Wasserhebemaschine also selbständig und bedarf nur geringer Wartung und Erhaltung.

Berechnung: Bedeutet

Q das Wasserzuflußquantum (Aufschlagwasser) in Liter pro Minute,

Qx das durch den Widder geförderte (gehobene) Wasserquantum in Liter pro Minute,

h das Gefälle des Aufschlagwassers in Meter, hx die Gesamtförderhöhe (h + A₂),

Ä₂ die Nutzförderhöbe hx — h und K den Wirkungsgrad (Nutzeffekt) des Widders, so muß die Aufschlägsleistung des Aufschlagwassers in Kilogrammmeter ausgedrückt, d. h. also das Gewicht des herabfallenden Wassers 1000 QmS mal der Fallhöhe h für den Gleichgewichtszustand gleich sein dem Hubarbeitseffekte, das ist das Gewicht des in der gleichen Zeiteinheit gehobenen Wasserquantums QxmS mal der ganzen Hubhöhe hx. Nun beträgt das letztere (Qx) nur einen prozentualen Teil von Q, welches Verhältnis durch K zum Ausdruck gelangt. Drücken wir nun Q und Qx nicht in Kubikmeter, sondern in Liter pro Zeiteinheit (also hier 1 Minute) aus, so entfällt der Faktor 1000 kg (das Gewicht 1 m⁸ Wasser) und wir erhalten die Arbeitsgleichung:

K . Q . h — Qx . hv

und daraus

Qi =

hx

ferner Q —

Qi •

K.h '

und h = hl

sowie

Qx hx

Q.li

Auf Grund von über 1000 Versuchen hat Eitel wein für verschiedene h

Werte von } nachstehende Werte für den Koeffizienten K gefunden:

l\3

und nach dieser Gleichung die folgende Tabelle berechnet.

10

12

15

16

20

0,920

0,837

0,774

0,720

0,674

0,630

0,555

0,488

0,427

0,345

0,320

0,226

Nach d’Anbuisson ist K = 1,42 — 0,28

Nach M orin ist

K = 0,258

V12,8'^

Es wird allgemein also der Nutzeffekt K umso kleiner, je größer die Nutzförderhöhe bei gegebenem konstanten Aufschlagwassergefälle h wird.

Für die Lichtweite (Durchmesser d) der Zuleitung hat Eitelwein folgende Relation gefunden. Es ist dmm — 300 \j Q , wobei Q in Kubikmeter pro Minute ausgedrückt ist.

Für die Länge l der Zuleitung in Meter ergibt sich als rationeller Wert:

l = hx + 0,3 •

(praktisch wird l nie unter 15 m angenommen).

Der Durchmesser der Steigrohren dx soll nach Weißbach beiläufig die Durchmessers d der Zuleitungsröhre betragen, also dx = ^

Hälfte des

an-

genommen werden.

Die Fläche des Sperr-(Aufschlag-) Ventilausflusses soll gleich dem Querschnitte der Zuleitungsröhren gemacht werden, das Gewicht des Sperrventils möglichst klein sein; beide Ventile sollen möglichst nahe beieinander liegen, wobei das Sperrventil womöglich auch unter Wasser stehen kann.

des Windkessels gleich jenem

Es genügt endlich, den Fassungsraum der Steigrohrleitung zu machen.

Mit Rücksicht auf die Herabminderung der effektiven Leistung des Widders mit dem Verschwinden der Luft aus den Windkesseln insbesondere

sich der Sicherheit wegen empfehlen, nur mit

bei kleineren Anlagen, wird es

75_80°/₀ von Qx (des Förderquantums) zu rechnen.

Beispiel: Ist pro Minute Qx = 1,5 1 auf A₂ = 22,2

= h + h, = 28,2 m, so ist A- = 4,7, also AT = 0,69. Es mufl

m zu

heben und wäre

h = 6 m, also hx

also als Aufschlagwasserquantum

K.h

von

Qi ■ hi

pro Minute zur Verfügung stehen, wünschte Höhe befördert werden.

10,2 1

0,69.6    ’

welchem ca.= 15 °/o au^

12 *

Der erforderliche Durchmesser der Zuleitungsröhren ist: dmm = 300 y/~Q = 300 yj 0,0102 m³ = 30 mm,

= 15 mm.

jene der Steigrohren:

di~ ₂

Beispiel: Das verfügbare Aufschlagwassergefälle sei h = 2 m. Man soll durch einen hydraulischen Widder pro Minute ein effektives Förderquantum von Qx — 30 1 in ein Hochreservoir heben, welches h₂ = 8 m höher liegt als

hx

die zu hebende Quelle. Es ist somit ht = 8 -j- 2 = 10 m und = 5. Es wird

daher K = 0,674 und muß daher das notwendige Aufschlagquantum, also die minimale Ergiebigkeit der Quelle

= 222 1

„ Qi ■ K 30. io

y K.h 0,674.2

30

= 0,14, das ist 14 °/₀, auf

pro Minute, von welchem also bloß 30 1, d. h.

die gewünschte Höhe gefördert werden.

Einzelne Ingenieure rechnen als notwendigen Gesamtwasserverbrauch

222

Q + Qx = 222 + 30 = 252 1,

was der Sicherheit, aber nicht der Richtigkeit wegen immerhin angenommen werden kann. De facto wird ja von dem Aufschlagwasserquantum Q der oben berechnete 14 °/₀ige Anteil = 30 1 in das Hochreservoir gehoben, während der Rest 222 — 30 = 192 1 pro Minute durch das Aufschlag- (Sperr-) Ventil ausspritzt und verloren geht.

Der erforderliche Durchmesser der Zuleitungsröhren beträgt:

dmm = 300 yj Q = 300 yj 0,222 m³ — 141 mm,

d. h. man wählt den nächst größeren handelsmäßig erzeugten Durchmesser von d — 150 mm.

= 75 mm bezwr. dx = 80 m.

Für die Steigleitung resultiert daher dt —

Die rationelle Länge der Zuleitung würde betragen:

/»* =

— 11,5 oder rund 12 m.

J h,

hx-f-0,3 •= 10 + 0,3 • 5

Der Inhalt des Windkessels endlich würde betragen:

d^ TT

. hx = 0,005 m² • 10 = 0,050 m³ = 50 1.

Lueger stellt bei Beibehaltung der gleichen Bezeichnungen, wie in Fig. 57, nachstehende Werte auf, wobei Q und Qx in Liter pro Sekunde angenommen.

{Q-Qx)-h

= 1,12 — 0,2

\It- und /“=

Ih + 0,3 • ~

Für den als Mittelwert K= 0,50 und Maximalwert Af=0,75 angenommenen K erhält er:

ZQ.h 4 hx -j- 3 h

für K = 0,75

Qi =

für K = 0,50

Ö1 =

Q.h

2 hx + h

Rucksichtlich der Rohrdurchmesser gibt Lueger nachstehende Tabelle:

Um

Triebwassermenge Q

in

Triebrohrweite

Sek.-Liter

0,05— 0,10 0,10— 0,25 0,25— 0,50 0,50— 1,00 1,00— 2,00 2,00— 5,00 5,00—10,00

in

F örderrohrweite

Millimeter

20

25

30

50

75

100

150

in

Millimeter

10

13

16

25

40

50

60

eine Übersicht des Verhältnisses zwischen Förderquantum Gesamtförderhöhe bei dem Arbeitsgefälle h = 1 m und einer Aufschlagmenge Q ⁼ 1° 1 Pro Minute zu gewinnen, wurden nachstehende Werte ausgerechnet. Es ist für:

und

h₁~ 1 m Qx = 9,2    1 (d. h. selbst wenn gar keine Förderhöhe

vorhanden, gehend = 0,81 durch Reibung verloren);

„ Qi — 4,2 1,

„ öi = 1,8    1,

„ Qi = 0,7 1,

„ Qt = 0,36 1,

„ Qi = o,n i,

d. h. der hundertste Teil des Aufschlagwassers wird auf 19 m Höhe effektiv gehoben. Es sind also die hydraulischen Widder bei großen Förderhöhen nur dann zu verwenden, wenn das Förderquantum nur einen kleinen Teil des Aufschlagwassers beträgt.

Bezüglich der Montierung bezw. Installation eines hydraulischen Widders ist nachstehendes hervorzuheben:

ferner ist für hx =

*i =

h.

hi =

r-i Ol

Das sehr häufig vorkommende Stehenbleiben des Widders ist in der Regel auf Undichtheiten zurückzuführen, welche infolge der kontinuierlichen Stoßwirkungen durch Lockerung der Rohrverbindungen in der Druckleitung (Aufschlagwasserleitung) namentlich dann entstehen, wenn die Länge der Leitung und die Druckhöhe h größere sind.

Aus diesem Grunde sind Muffenrohrverbindungen mit Bleidichtung ganz auszuschließen und nur Gewindemuffen oder Flanschendichtungen zu verwenden. Die Aufschlagwasserleitung ist üherdies unverrückbar zu montieren, und zwar entweder durch Befestigen der Röhren mittels Rohrschellen an Grundpfähle, welche in Entfernungen von 2 zu 2 m einzurammen sind, oder

in trockenen Rohrgräben durch Einbau von Querschwellen aus Trockenmauerwerk, welche die Rohrleitung umfassen und nach allen Richtungen verspannen. Diese Leitung soll ferner in einem möglichst gleichförmigen Gefälle und ohne bedeutende Richtungsveränderungen geführt werden, weiter ist die Aufschlagwasserhöhe h tunlichst nicht über 10 m anzuordnen und endlich für einen guten Dichtschluß des Sperr- (Aufschlag-) Ventils zu sorgen. Die Widder sollen möglichst nahe der Wasserbezugsquelle situiert werden, während die Länge der Steigleitung bis zu gewissen Grenzen eine beliebige sein kann. Die zweckmäßigste Anzahl der Hübe des Aufschlagventils ist durch Versuche zu ermitteln. Die Schlagzahl steigt bei konstantem hydrodynamischen Stoß mit der Aufschlaghöhe h.

Von seiten der Maschinenfabriken wird für die gewöhnlichen Widder nachstehende Leistungsfähigkeit angegeben:

Zufluß-

Leistungsfähigkeit der hydraulischen Widder pro 24 Stunden in Liter.

menge pro 1 Minute in Litern

Verhältnis zwischen Gefälle und Förderhöhe gleich:

1:2    1:3

1:5    1:7    1:9    1:12

1:16    1: 20 1: 24 1: 28

10

15

20

25

30

40

50

60

70

80

90

100

200

300

400

500

600

H H (M (M CO

lllllSssl»ss§s§?8i

^ o O i 'Q - Q ^ -3    ^ QfG O0 00 00 0^ i    O0 ^

1 895 3 791 5 686 7 582 9 477 11 372 15 164 ! 18 957 22 744 26 536 30 328 34 118 37 915 75 830 113 744 j 151 660 189 574 227 488

Ol CO CO CO Cvl O lO Ol Ol Ol CO

H (M CO io l> CI

GO GO O 03 03 CO

t-H

SlslSIlslslg

627

1    254 1881

2    508 3135

11    286 12 548 25 096 37 644 50 192 | 62 640 [ 75 288

GO<10SO'0'I^Ü5KIDOI-¹l-‘

lillSIlllllgüll

Ol ^ OJ M K O Kl 03 Ol ® oo cw O 00 O

263

153

97

59

41

527

790

306

459

612

1054 1317 1580 2 108    1    224

21 080 12 240 26 350 15 300 31620 18 360

765

918

194    119

291 ¹ 178

388

485

582

776

972

82

123

238    164

297

356

476

599

205

246

328

411

3 888 2398 1644 5 832 3596 2466 7 3.76 4796 3288 9 720 5994 4110 11 674 7192 4932

Die Preise der einfachen Widder schwanken zwischen 80 und 1000 K für Aufschlagwassermengen von Q = 3—400 1 pro Minute, jene der von Mer kl in Dresden gebauten sogen. Heureka-Widder von 100—3500 K bei Q = 5—1000 1 pro Minute.

Alle diese einfachen, nach dem alten System Mongolfier gebauten Widder weisen mancherlei Nachteile beim Betriebe auf, insbesondere mit Rücksicht auf die Situierung des Aufschlag- und Klappenventils.

In dieser Richtung hat Decoeur in Paris einen hydraulischen Widder konstruiert, welcher von der Firma Rouart Freres & Co. in Paris

(l.V Eoule^rd Volt^re) gebaut wird, welches System dadurch charakterisiert is , daß Sperrventil und Aufschlagklappe durch zwei senkrecht übereinander situierte solide aus Bron e hergestellte Ventile F₂ und Vx (siehe Fig. 59) ersetzt sind. Die Bewegli hkeit der Ventile, sowie ihr Spiel können durch kiaftige Spiralfedern beliebig reguliert werden. Nach den mit diesem System vorgenommenen amtlichen Versuchen soll der Widder bei Aufschlagwassergefallen h von mehr wie 2 m einen Nutzeffekt welcher bei h — 0,3 m und einer Förderhöhe betragen haben soll.

von 80°/o ergeben haben, von 9 m sogar noch 66 °/₀

Vi

I I

kl

rö;

Fig. 59. Hydraulischer Widder (System Decoeur).

Fig. 60. (System Durozoi).

Die Pumpenbauanstalt Kunz in Mähr. Weißkirchen fertigt unter der Verkaufsmarke „Mamut“ nach dem gleichen System mit einigen Abänderungen einen Widder an, welcher sich für große Förderhöhen bei kleinerem Betriebsgefälle besonders eignet. Die Funktionierung ist eine ganz gleiche wie die des alten Mongolfier-Widders, nur spritzt das Wasser aus dem Aufschlagventil Fj nicht frei aus oder in einen geschlossenen Kessel, wie bei den Heureka-Widdern, sondern wird durch eine Abfallrohrleitung wieder in den offenen Wasserlauf zurückgeleitet.

Der Preis dieser Mamut-Widder schwankt je nach dem Aufschlagwasserquantum Q = 3—1200 1 pro Minute zwischen 280 und 2700 K, jener der Original Decoeurschen Widder zwischen 70 und 1400 Fr. bei einer Quellenergiebigkeit von 1—2800 1 pro Minute und einem Nutzförderquantum von 4—1600 1 pro Minute.

Andere französische Systeme sind jene von Durozoi in Paris (218 Rue du Foubourg St. Honore), von denen eines in den Fig. 60 und 61 abgebildet ist. Bei diesem Widder ist das Stoßventil V₂ (siehe Fig. 60) senkrecht auf die Richtung des ankommenden Betriebswassers situiert und kann durch eine

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Fig. 61. (Widderschacht zu Fig. 60.)

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Spiralfeder reguliert werden. Die erste Öffnung des durch den Wasserdruck an den Ventilsitz angepreßten Ventiles kann durch einen Hebel erfolgen.

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rh'lnfs

V/

*/

Seiher

W l

#I5illNteÄ2s

jSchieberschacht

⁼fe4E

Widder

Widderschacht

(X

Fig. 62. Situation einer Widderanlage.

Für die Entlüftung und Entwässerung des Windkessels sind zwei Ventile mit Handrädern in letzterem angebracht. Der Widder ist in einen Schacht (siehe Fig. 61) eingebaut und kann aus der Situation (Fig. 62) die ganze Anordnung einer derartigen Anlage ersehen werden. Das durch eine Stauanlage im Flusse gestaute Wasser fließt in den Schieberschacht ein, wo der durch einen Seiher abgeschlossene Einlauf der Triebleitung sich befindet. In der Nähe des 1 lusses, am Ende des verfügbaren Betriebsgefälles, ist in einen separaten Schacht der Widder eingebaut, wasser durch einen offenen Graben in den Fluß zurückgeleitet wird, welcher Umstand bezüglich der Wasserrechtsentschädigung sehr vorteilhaft in die Wagschale fällt.

welchem das überschüssige Betriebs

aus

Die Preise dieser Durozoischen Widder, welche auch für größere Wassermengen konstruiert werden, bewegen sich zwischen 120 Fr. für die kleinsten Widder mit 19 mm Zuleitung und 9 mm Steigleitung und 6000 Fr. für die größten Apparate (Nr. 18) für 3000—6000 1 pro Minute Aufschlagwassermenge, 500 mm Zuleitung und 175 mm Steigleitung.

Um das zu hebende Wasser unabhängig vom Aufschlagwasser zu machen, hat Durozoi in neuerer Zeit an Stelle des Steigventiles einen Treibkolben angeordnet, welcher durch eine Stange mit dem Kolben einer einfach wirkenden Pumpe verbunden ist (D. R.-P. Nr. 66085). (Siehe Fig. 262, S. 433 im Handbuch der Ingenieurwissenschaften, 4. Teil: Die Baumaschinen, 1. Bd., Leipzig 1910.)

Andere Widderkonstruktionen sind jene von Forberg & Bluhm, Saßmann, Pasek, Wagner, Beck & Rosenbaum und das System Rife.

Ingenieur Fitz-Wien bespricht in der Zeitschrift des Vereins der Gas-und Wasserfachmänner Österreich-Ungarns, Jahrgang 1911, S. 367 eine Widderpumpe, ohne jedoch eine Beschreibung der Konstruktion zu geben. Als Vorteil hebt er hervor, daß, während beim gewöhnlichen Widder die Gefällshöhe in Geschwindigkeit umgesetzt werden muß, bei der Widderpumpe die Gefällshöhe direkt zur Arbeitsleistung kommt, infolgedessen auch die großen Reibungsverluste enthalten, so daß der Nutzeffekt bei 80 °/₀ steigt, während es beim Widder praktisch bezw. rationell nur mit 40 °/₀ beziffert werden kann.

Der hydraulische Widder bleibt sofort stehen, sobald das Zulaufwasserquantum fällt, währenddem sich die Pumpe den wechselnden Aufschlagwassermengen vollständig anpassen soll.

Als täglich geförderte Wassermenge in Hektoliter gibt Fitz an beim

= 0,4 • 60 • 24 • Q ~

hydraulischen Widder:

Q‘

Q‘

und bei der Widderpumpe

3. Göpel mit animalischem Antrieb.

Beim Betrieb einer Pumpenanlage mittels Göpel beträgt die durchschnittliche Leistung bei 8 Stunden Arbeitszeit zusammen

170000 kg/m = 6 kg/m pro Sekunde,

= 34

.    .    1160000    „    =40

. . 1000000

während bei den nicht animalischen Motoren (Wasser-, Dampf-, Wind- etc. Motoren) 1 Pferdekraft mit 75 kg/m pro Sekunde angenommen wird, was in obigen 8 Arbeitsstunden einer Gesamtleistung von 2160000 kg/m (Kilogramm-

Meter) entsprechen würde. Die Konstruktion eines Göpelantriebes ist aus der früheren Fig. 339 (Bd. I, S. 391) zu ersehen.

4. Windmotoren.

Über die Leistung und Konstruktion der Windmotoren wurde anderen Orts bereits gesprochen (Bd. I, S. 315—319).

5. Dampf-, Petroleum- und Gasmotoren.

Da die vom Kulturingenieur zu bauenden kleineren Wasserleitungen wohl seltener mit Dampf etc. betrieben wTerden und überhaupt das Kapitel „Dampfmaschinen und Pumpen etc.“ in das Gebiet des Maschinenbaues gehört , so muß hier wegen Raummangel von einer weiteren Behandlung dieser Motoren Abstand genommen und nur die Berechnung derartiger kleiner Anlagen behandelt werden.

Bedeutet für doppeltwirkende Pumpen Q das effektiv zu hebende Wasserquantum pro Minute in Kubikmetern, Q‘ das theoretische Förderquantum,

so ist, da der Ausgußkoeffizient für gewöhnliche Pumpen (p = 0,85—0,80 m beträgt, bei Annahme von (p = 0,80 m Q — 1,25 Q⁴. Ist ferner z die Anzahl der Doppelhube oder Umdrehungen pro Minute,

D der Durchmesser des Pumpenstiefels (Zylinders) in Metern, r die Länge der Kurbel,

} in Metern,

F die Fläche des Pumpenzylinders in Quadratmetern, dann ist q — 2r. F, der Inhalt des Pumpenzylinders in Kubikmetern gleich dem auf einen Doppelhub gehobenen Wasserquantum. Bedeutet ferner h die Saughöhe h‘ die Druckhöhe

h“ die den Reibungswiderständen entsprechende Druckhöhe (Reibungsverlust)

/ die Länge der Saugröhren,

/' die Länge der Druckröhren in Metern, f =f‘ den Querschnitt der Saug- und Druckröhren in Quadratmetern, a — d‘ die bezüglichen Durchmesser,

v die Geschwindigkeit des Kurbelzapfens, entsprechend einer mittleren Kolbengeschwindigkeit von 0,30 m pro Sekunde, c die Geschwindigkeit des Wassers in den Saugröhren (rationell 0,6—1 m pro Sekunde),

H den Druck in Atmosphären (rund ä 10 m Wassersäule), y — 1000 kg das Gewicht von 1 m³ Wasser, so erhalten wir für doppeltwirkende Pumpen Q — (f . z . D²n .r bei 1 Kolben-

^ • 2 r, beim Doppelhub 2    ~ ■ 2 rj

hub

= D² n . r. Sind Q und z ge-

geben, so ist q —-

1,25 0

zum Hub ist — =

• Als günstiges Verhältnis des Kolbendurchmessers g-> also D — r zu wählen.

CH-h),

v<

wobei L die Länge der Kurbelstange in Metern bedeutet.

> 1, so wähle man den Querschnitt /' so, daß die

der Ausdruck

0,187 Q

n*Q*l

wobei q y,

Ist dies nicht der Fall, so muß f oder q entsprechend vergrößert oder ein Saugwindkessel angeordnet werden.

Die maximale Geschwindigkeit der Kurbel muß, wenn keine hydraulischen Stöße in der Saugrohrleitung eintreten sollen, sein:

v/2 g(H— h)

3600/. 2g{H— h)

Ist die Hubzahl nicht gegeben, so kann

also s = 1,25 Q .

W    28/ y/f

die Pumpe einen Saugwindkessel hat:

Man nehme ferner,

wenn

0,10

man annehmen:

y/2g(H-h — h“)

und wenn derselbe fehlt:

Die Saugrohre müssen stets nach der Pumpe ansteigen und Luftsäcke in der Druckleitung durch stetige Steigung vermieden oder, wo dies nicht geht, Lufthähne (Luftventile) angeordnet werden. Den Querschnitt der Druckrohre nimmt man bei nicht zu langen Rohrleitungen gleich dem der Saugrohre. Wird jedoch für den event. eintretenden Maximalwert von v F. v² /'

frg h‘

Geschwindigkeit des Wassers in der Druckleitung c'= 0,6 beträgt. In diesem Falle empfiehlt sich auch die Anlage eines Druckwindkessels, durch welchen man eine geringere Inanspruchnahme der Betriebsteile erreicht.

Der Inhalt des Druckwindkessels für lange Rohrleitungen, bei welchen die Betriebsteile nicht mehr als auf das Doppelte des mittleren Druckes beansprucht werden sollen, soll

Vd =

. 0,6 Q c‘ V

2g (II + h‘ + h“)

gemacht werden, wobei annähernd c‘ — 0,6 m zu wählen ist. Dei Inhalt des Saugwindkessels ist Vs = q. Die Druckwindkessel verhindern auch die hydraulischen Stöße,⁻ dieselben können bei einet Pumpe

F. v¹ ₌

ohne Druckwind-

H+h‘ . „

<g--J,- 1St-

kessel nicht eintreten, wenn Liegt am

dann wird ein hydraulischer Stoß in dem Kniepunkte nicht eintreten,

Ende der Druckleitung ein Teil (/") der Röhren horizontal,

wenn

I“

ist.

Der notwendige Rohrdurchmesser d bei gegebenem h\ /' und Q ergibt sich aus den im ersten Bande angegebenen Formeln und wird das gefundene Resultat auf den nächst größeren handelsüblichen Durchmesser abgerundet. Die Geschwindigkeit des Wassers in den Röhren ist auch allgemein

\/ 2 a h

TI d*

oder =

(nach Weißbach).

1,505 + 2

In der Praxis wählt man annähernd:

v — 0,3 m,

(p — 0,8

und bei einfach wirkenden Pumpen

D = 0,0266

60 Q

V 9>-v

= 0,053 yj 60 Q

bei doppeltwirkenden Pumpen

D = 0,0118

60 Q

= 0,037 yj 60 Q

30

30v    60Q

daraus v =

d = d‘ = 1,25

Q sec.

hiermit ist

wobei c — 0,6—1 m betragen soll; 1,56 Q

sec.

dd

Die Betriebszeit in Stunden ist gleich dem pro Tag zu fördernden Wasserquantum, dividiert durch 60 Q. Die notwendige motorische Kraft (Bruttoeffekt) zum Betriebe der Pumpe berechnet sich nach dem früher

(S. 325, Bd. I) Gesagten für gut konstruierte Pumpen für (p = 0,80, also — = 1,25,

1000 Q (h + hd + Ä")

im Mittel

75.60

Xa = 1,25

(bei gewöhnlichen Pumpen wird ^ = 1,50 angenommen werden müssen).

Beispiel. Ein Dampfmotor treibt eine unmittelbar über einem Brunnen stehende doppeltwirkende Pumpe mittels Riementransmission. Die Pumpenriemenscheibe hat einen Durchmesser dx — 1200 mm und macht zx — 40 Touren pro Minute. Die Riemenscheibe des Motors soll z₂ = 120 Umdrehungen machen. Wir haben das Verhältnis zx: z₂ = d₂: d± und daraus

d,=

3, . dx 40.1200

*a

120

= 400 mm

als notwendigen Durchmesser der Motorriemenscheibe (oder es kann bei gegebenem d» das d. etc. gerechnet werden).

Ist der Kolbendurchmesser D = 0,120 m und der Kolbenhub 2 r= 0,240 m (also in dem Verhältnisse wie 1 : 2), die Anzahl der Kurbelumdrehungen oder Doppelkolbenhube pro Minute z = 40, der Ausgußkoeffizient cp — 0,80, d. h. die Pumpe fördert 80 °/₀ des theoretisch berechneten Wasserquantums, so erhalten wir als effektives Förderquantum der Pumpe pro Minute:

Q — cp . z . D²n . r— 0,174 m³ oder Q pro Stunde == 10 m³ und

Qsec.

174

60

2,9 sl.

Bei einem beispielsweise täglich im Reservoir aufzuspeichernden Wasserquantum von Q2ih = 40 m³ resultiert eine Pumpzeit von Die Kolbengeschwindigkeit beträgt:

2 r. z

40 m³

10 m³

== 4 Stunden.

2.0,14.40

30

80

0,88 m

pro Sekunde; sie ist also vollkommen entsprechend. Wir hätten eine maximale Saughöhe h = 4 m, eine Druckhöhe (Kolbenmittel bis Reservoirausguß) h‘ = 14 m und eine Länge der Druckleitung / = 290 m (rund 300 m). Mit Rücksicht auf geringe Reibungswiderstände und Vermeidung starker Inkrustation wird ein Rohrdurchmesser d = 80 mm gewählt. Es ergibt sich sodann ein

1,56 Qsec- 1,56.0,0029 d²    0,0064

Nehmen wir jedoch v an, und zwar c = 0,60 m, so erhalten wir:

0,77 m.

Qsec.

d= 1,25

0,086 m

es müßte also dann der nächst höhere handelsübliche Durchmesser (d = 100 mm) gewählt werden; indessen kann der Kosten wegen c = 0,77 m, als zwischen 0,6 und 1,0 m gelegen, anstandslos akzeptiert werden. Als Reibungshöhe ti‘ erhalten wir:

nach Dupuit h“ = 0,0015 •    ■ c¹ = 3,33 m,

nach Weißbach h“ =

Nn - 1,50 •

1000 Qsec■ ■ H

75

1,21 HP.

Mit Berücksichtigung des Kraftverlustes durch Transmission und Reibungsverlust beim Motor muß der letztere effektiv Nn — 2,5 HP. (Pferdekraft) abgeben, daher, da immer Reservekraft vorhanden sein muß, ein Kleinmotor von 2 HP. zu projektieren ist.

Ein

Betriebskosten: Ein Dampfmotor bis 2 HP. benötigt pro Pferdekraft und Stunde 5—6 kg Steinkohle, also bei l¹/₂ HP. Leistung und 4 Stunden Betriebszeit inkl. Anheizen pro Tag ca. 50 kg. Dies ergibt, bei einem Kohlenpreis von 3 K pro 100 kg, pro Tag (4 Betriebsstunden) 150 Heller, kleiner Petroleummotor (bis 2 HP.) benötigt pro Pferdekraft und Stunde 1 1 Rohpetroleum ä 20—24 Heller, also pro Tag bei l¹/₂ HP. Leistung und 4 Stunden Betrieb einen Betrag von 120—144 Heller.

E. Hochreservoire.

Wir haben bei Aufstellung des Wasserbedarfes gesehen, daß derselbe ein während des Jahres variabler ist und im Winter das Minimum, im Sommer das Maximum erreicht; ferner, daß auch der Verbrauch während des Tages ein verschiedener ist, und das während 24 Stunden zufließende Wasser (bei Gravitationsleitungen) binnen 6—12 Stunden (der Konsumzeit) zur Abgabe gelangt. Um nun einerseits diese verschiedenen Konsumschwankungen auszugleichen, andererseits für Feuerlöschzwecke, Straßenbespritzung etc. einen genügenden Vorrat zur Verfügung zu haben, werden eigene große Behälter, „Hochreservoire“ angelegt. Dies gilt insbesondere für Gravitationsleitungen, für welche der Fassungsraum bei kleinen Anlagen und in normalen Fällen wenigstens gleich dem mittleren Tagesbedarf anzunehmen ist, womöglich jedoch bei kleinem Fassungsraum mit dem l¹/^—l¹/^ fachen Tageskonsum (125—150 °/₀) bemessen werden soll. Nur bei größeren Städten, also großem Wasserbedarf, pflegt man zur Erzielung geringer Baukosten den Fassungsraum dadurch zu verringern, daß man auf die Ergänzung durch das permanent, also auch während der wirklichen Konsumzeit und während der Nacht zufließende Wasser Rücksicht nimmt und dann das Reservoir nur dem beläufig ²/₃ fachen Tagesbedarf entsprechend anlegt.

Genauer läßt sich der notwendige Fassungsraum von Quellwasser-Reservoiren in jedem einzelnen Falle auf graphischem Wege ermitteln.

Haben wir in erster Linie den günstigsten Fall vor uns, nämlich den, daß die Quellenergiebigkeit in allen Zeiten größer ist als der Maximaltagesbedarf im Hochsommer, dann brauchen wir nur die Summenkurve von 24 Stunden des Zuflusses und jene des maximalen Bedarfes für einen solchen Sommertag aufzutragen, und zwar beide von Stunde zu Stunde gerechnet, so daß bei letzteren auch der maximale Stundenkonsum an diesem Tage des größten Verbrauches zum Ausdrucke gelangt.

Aus den Betriebsberichten größerer Städte mit Pumpwerken können die stündlichen Konsumziffern in Prozenten des Tagesbedarfes ausgedrückt entnommen werden, die, als Summenkurve konstruiert, nach 24 Stunden, daher als letzte Ordinate 100 °/₀ ergeben werden. Nach dieser Prozentoder relativen Stundenkonsum-Summenkurve kann dann die faktische stündliche Konsumsummenkurve berechnet und konstruiert werden.

Dieser relative Stundenkonsum betrug z. B. für Berlin an zwei Tagen maximalen Verbrauches im August 1879 und im Juli 1882 in Prozenten des Tagesverbrauches:

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In 24 Stunden = 100 % bezw. 100 % des maxim. Tagesverbrauches.

Der größte Konsum in größeren Städten liegt in den Stunden zwischen 10—12 Uhr mittags, der kleinste zwischen 11 Uhr nachts und 5 Uhr früh. In Landstädten, namentlich wo die ackerbautreibende Bevölkerung vorherrscht, würden, abgesehen von dem Nachtminimum, das oft gleich Null ist, Konsum-maxima außer Mittag insbesondere in die Abendstunden fallen, wo das Vieh, vom Felde heimgetrieben, getränkt wird.

In Städten mit Industrie wird diese Verteilung wieder eine andere werden.

Um eine richtige Darstellung zu erhalten, sind diese Kurven an dem vorhergehenden und nachfolgenden Tage fortzusetzen (Fig. 63).

Der Verlauf der Verbrauchs- (Konsum) Summenkurven V₀ V₀‘ und Vu Vu‘ in Fig. 68 zeigt an, daß der Verbrauch sich um Mitternacht der Null nähert oder gleich Null ist, von da ab bis früh steigt, um dann während der Tagesstunden bis gegen 8 Uhr abends beinahe konstant zu verlaufen.

Um mit hinreichender Sicherheit zu rechnen, wdrd man die obere Tangente V₀Vo, die untere VxlVu berühren lassen. Dasselbe wird erreicht, wenn die steilste Mittelkurve Vm Vm‘, welche Vu mit V₀‘ verbindet, als Grundlage der Konstruktion genommen wird. Die obere Tangente B B‘ stellt den Zulauf von den Quellen oder der Grundwassersammelanlage dar, welcher für diesen Tag hinreichend genau als konstant angenommen werden kann. Die Größe C A des größten Vertikalabstandes zwischen dem unteren

Tangentenpunkte A der Konsumkurve und der Zuflußkurve repräsentiert den notwendigen Fassungsraum des Reservoirs, in vorliegender Zeichnung ca. 28 % des Tagesverbrauches, welcher Prozentsatz aber um die konstante Reserve für Feuerlöschzwecke etc. entsprechend zu erhöhen ist, so daß in

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Fig. 63. Graphische Ermittelung des Reservoirfassungsraumes, vorliegendem Falle als Fassungs

brauches resultiert, welches Maß mit der früher angegebenen Ziffer ²/₃ =* 66 °/₀ des mittleren Tagesbedarfes (bei Annahme von Qm = 125 ⁰1₀ Qma£c.) übereinstimmt.

Wir sehen also, daß bei größeren Anlagen, wo ein unnötig großer Fassungsraum schon bedeutende Mehrkosten verursacht, nicht mit der Zahl

\on 100 °/₀ oder gar 125 °/₀ des mittleren Tagesbedarfes gerechnet werden darf, was nur bei kleinen Reservoiren notwendig wird. Aus dem Graphikon (Fig. 63) ist aber auch zu ersehen, daß der konstante Zufluß von B bis A das Reservoir füllt, wobei die Vertikalabstände zugleich den Fällungsgrad repräsentieren. Nach A zwischen 7 und 8 Uhr früh wird der Inhalt des

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Fig. 64.

Reservoirs immer kleiner, da der Verbrauch größer als der Zufluß ist, bis endlich in B das Reservoir entleert wäre, wenn nicht der Reservevorrat C O vorhanden wäre.

Nehmen wir nun den gewöhnlicheren häufigeren Fall an, daß das konstante Quellenzuflußquantum bloß dem mittleren Bedarf aus den Jahresmitteln berechnet entspricht, der maximale Tagesbedarf also nicht gedeckt

13

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

erscheint, dann wird der notwendige Fassungsraum des Hochreservoirs ein anderer werden.

Nehmen wir für kleinere Städte (ohne große Gärten- und Straßenbespritzung, öffentliche Pissoirs etc.) an, daß der Bedarf eines heißen Sommertages dem Doppelten eines Wintertages entspricht, und sei der letztere 100 m³, der erstere also 200 m³ und der mittlere Tagesbedarf Q = 150 m³ bezw. pro Jahr 54000 m³.

In dem Graphikon (Fig. 64) ist auf Grund obiger Annahmen die Zuflußlinie in der rechten unteren Ecke für Q — 100, 150 und 200 m³ pro Tag eingezeichnet und entsprechend parallel verschoben an die Konsumsummenkurve, welche aber aus den früher angegebenen Gründen in das Vor- und Nachjahr hinein verlängert erscheint. Der größte Vertikalabstand C./4 = C₁'Af₁ im April = 8000 m³ == 14,8 °/₀ des Jahresverbrauches, entsprechend einem 1⁷/9 monatlichen oder 53¹/s tägigen Vorrat, würde also den nötigen kolossalen Fassungsraum des Reservoirs darstellen, wenn der Quellenzufluß das ganze Jahr wirklich konstant wäre.

Nun ist aber allgemein bekannt, daß die Quellenergiebigkeit in den einzelnen Monaten sehr wechselt, so daß häufig auch die Zuflußsummenkurve eine oft parallel mit der Konsumkurve verlaufende Linie ist, in welchem Fall dann der Fassungsraum des Reservoirs sich ganz bedeutend verringert und um so kleiner wird, je mehr Zufluß- und Konsumsummenkurven in ihrem Verlaufe übereinstimmen.

Bei Druckleitungen ist der Hochbehälter immer als Kompensationsreservoir aufzufassen, und zwar derart, daß während der Pumpzeit (Betriebszeit des Druckwerkes bei kleinen 5—12, bei größeren 22—24 Stunden) das Wasser direkt in das Stadtrohrnetz gedrückt wird und das während der Betriebszeit nicht konsumierte Wasser in das Hochreservoir eintritt, um nach Aufhören des Pumpens oder bei temporär größerem Konsum selbsttätig mit Gravitation wieder in das Stadtrohrnetz zurückzufließen und die Differenzen auszugleichen. Bei Druckleitungen wird also der Fassungsraum des Hochreservoirs um so kleiner gemacht werden können, je größer die Pumpzeit angenommen wird. (Siehe auch den Aufsatz Müller in der Wiener Monatsschrift für den öffentlichen Baudienst, 1896). Bei permanentem Betrieb, z. B. bei hydraulischen Widderanlagen kann daher das Reservoir gleich dem vierten Teil des Tagesbedarfes angelegt werden, wenn auf Hydranten keine Rücksicht zu nehmen ist. Ist der Zufluß aus den Quellen selbst ein sehr variabler, dann muß diesem Umstande bei Normierung des Reservoirfassungsraumes Rechnung getragen werden.

Müssen kleine Reservoire auf Wunsch der Gemeindevertretungen im Hinblick auf die für Feuersgefahr zu schaffende Reserve den Normalfassungsraum wesentlich übersteigende Dimensionen erhalten, dann wird für den Betrieb immer nur eine Kammer benutzt, die zweite Reservekammerfüllung jedoch jährlich 1—2 mal abgelassen und erneuert.

Ist der Abfluß (Konsum) jederzeit gleich dem Zufluß (z. B. bei Versorgung des Ortes mit ausschließlich permanent laufenden Brunnen), dann kann ein Hochreservoir füglich ganz entbehrt werden, und wird man in einem solchen

Falle die Quellenstube, das Wasserschloß, den Sammelbrunnen etc. etwas größer anlegen als wie im Falle der Erbauung eines speziellen Hochreservoirs.

Lage der Reservoire. Die Reservoire selbst sind tunlichst nahe der Stadt, womöglich im Schwerpunkte des Versorgungsgebietes anzulegen, bei den Kosten des Hauptspeiserohrstranges zu sparen, die Druckverluste auf ein Minimum herabzudrücken und die Temperatur des Wassers im Hochsommer möglichst niedrig zu erhalten. Was die Höhenlage der Reservoire anbelangt, so ist dieselbe sehr oft fixiert durch die Höhenlage der Quellen oder die Höhe des die Stadt dominierenden Hügels. Dort, wo überschüssige Höhe vorhanden ist, wird sich die Höhenlage H des Reservoirs aus nachstehender Berechnung ergeben.

Als maßgebende Größe wird der Gesamthöhenunterschied H zwischen dem Hochreservoirwasserspiegel und dem höchsten Tei rainpunkte der Stadt (höchstgelegenes Versorgungsobjekt) ins Auge zu fassen sein und wird H = h‘ + h“ + h“‘ angenommen werden müssen.

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Hierbei bedeutet (siehe Fig. 65): h‘ die Tiefe des Reservoirwasserstandes, welche bei kleinen Reservoiren 1,5 bis 8 m

gemauerten Hochreservoiren bis 5 m und bei großen eisernen Hochbehältern bis 10 m betragen kann;

h“ den Druckverlust (Reibungshöhe) für die Länge L und Q Rohrleitung;

h‘“ die hydraulische Druckhöhe (Überdruck), welche der Höhe des Dachfirstes der dort stehenden Häuser vom Terrain (bei einstöckigen Häusern ca. 11—12 m, bei zweistöckigen Häusern ca. 15 m) plus jenem Überdruck entspricht, mit welchem entweder der freie Strahl bei F'euersgefahr noch über den Dachfirst reicht oder die Hausleitung im höchsten Stockwerke Abflüsse gelangt, also mit Inbegriff der Reibungsverluste in der Hausleitung oder im Hydrantenschlauche.

Ist überschüssige Höhe vorhanden, dann wird man bei zweistöckigen Häusern und großen Wasserleitungen h“‘ = 30 m, für kleinere Leitungen in Landstädten 20 m wählen. Diese Ausmaße gelten — ein- oder zweistöckige Häuser vorausgesetzt — als Maximalgrenzen, und kann dort, wo man über einen Überschuß an gangen werden.

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Fig. 65. Bestimmung der Höhenlage des Reservoirs.

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Bauliche Durchführung. Hochreservoire können entweder in den gewachsenen Boden verlegt oder auf eisernen Gerüsten montiert oder in gemauerten Türmen placiert werden. Die letztere Art nennt man allgemein Wassertürme.

Das Reservoir ist in der Regel in zwei getrennte Kammern zu teilen, welche durch einen Schieber event. kommunizieren können. Der Zweck dieser Teilung ist die Ermöglichung der Reinigung einer dieser Kammern ohne gleichzeitige Betriebsstörung. Des weiteren soll durch eingebaute Zwischenwände für eine Zirkulation des Wassers Sorge getragen werden.

In einem eigenen Anbau (Schieber- oder Ventilkammer) sind alle mechanischen Einrichtungen vorhanden, durch welche eine Entleerung des

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Fig. 66. Grundriß eines Kompensationsreservoirs.

Reservoirs, ein Anfüllen der einen oder der andern Kammer, das Überlaufen des die normale Wasserspiegelhöhe überschreitenden Wassers, endlich die direkte Speisung der Stadt aus den Quellen mit Umgehung des Reservoirs ermöglicht wird, wobei beim Anlassen der Rohrleitung durch ein eigenes Luftrohr für die Entlüftung gesorgt werden muß. In Fig. 66 ist der Grundriß eines größeren Kompensationsreservoirs skizziert, in welchem durch die eingebauten Querwände der Kammern / und II eine vorzügliche Zirkulation des Wassers ermöglicht wird. Zu- und Abfluß erfolgt durch das gemeinsame Rohr R bezw. den Einlauf durch Öffnen eines der Schieber S₂ oder S₄ durch die Röhren e und das Standrohr ü₁ oder ü₂, wenn der Zufluß aus den Quellen oder der Pumpstation größer als der Konsum ist, in welchem Falle auch die Rückschlagklappe D durch den Wasserdruck von außen geschlossen wird. Ist der Konsum größer, dann öffnet sich die Klappe und es fließt das fehlende Quantum aus dem Hochreservoir durch die Auslaufröhren At oder A.₂ und das tiefer als e liegende Rohr a in das Hauptrohr R ein.

In vielen Fällen wird es notwendig werden, insbesondere wenn das Reservoir mit einer separaten Zu- und Abflußleitung versehen ist, noch spezielle Überfall- und Entleerungsleitungen einzubauen, wie dies aus den auf den Tafeln gezeichneten Reservoiren und den späteren Abbildungen ersichtlich ist. Das Reservoir wird gewöhnlich nur zum Teil in den gewachsenen Boden versenkt; der andere freistehende Teil muß 1—l¹/« m hoch mit Erde bedeckt werden, um — wie bei den Rohrleitungen — die Beeinflussung der Lufttemperatur hintanzuhalten.

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Fig. 67 a. Wasserturm mit Rerservoir in Blechkonstruktion. Inhalt 150 ms.

Fig. 67. Reservoir aus Schmiedeeisen mit 40 m3 Fassungsraum.

ausgeführt werden. In den zwei ersteren Fällen erhalten sie im Innern bis über die Wasserhöhe einen (3—5 cm) starken geschliffenen Portland-Zementverputz zur vollständigen Dichtung des Wasserraumes. Die Teile des Bauwerkes über Wasserhöhe können in gewöhnlichem hydraulischen Kalkmörtel ausgeführt werden.

In nachstehendem sollen nun einige Typen kleinerer, vom Verfasser projektierter Reservoire beschrieben werden, welche den Anforderungen des Betriebes vollkommen entsprechen.

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Fig. 67 stellt ein 40 m³ fassendes Reservoir, aus ö¹^ mm starkem Kesselblech hergestellt, dar, welches zur Versteifung der Wände mit zwei Reihen 25 und 20 mm starken Rundeisenstangen verstrebt ist.

Boden wurde 6x/₂ mm starkes Blech genommen, die Ecken mit 65/65/20 mm starkem Winkeleisen genietet. Das Bassin ist 4 m lang, 4 m breit und 2,5 m tief. Die Kosten dieses Reservoirs belaufen sich auf 3500 K ö. W.

Fig. 67 a zeigt ein auf einem gemauerten Wasserturm von 20 m Höhe situiertes Blechreservoir von 150 m³ Inhalt (Type Intze).

Ein Reservoir gleichen Inhaltes stellt Fig. 68, als einfachste Type eines solchen Baues, dar, bei welchem die erwünschte Zweiteilung der Kammern mangelnder Geldmittel wegen nicht durchgeführt wurde. Der Einstieg geschieht durch einen Schacht mittels Steigeisen und von hier weiter über eine eiserne Leiter. Bei z erfolgt der Zufluß, bei Sj (durch Öffnung dieses Schiebers) der Abfluß zur Ortschaft etc.

Wird eine Rohrleitung „angelassen“, d. h. mit Wasser gefüllt, was sehr langsam erfolgen soll, damit durch die unvermeidlichen hydraulischen Stöße keine Rohrbrüche entstehen, so muß in dem Maße, als Wasser in das Rohr eingelassen wird, die Luft entweichen können, ohne daß bei der Einströmöffnung dieselbe gezwungen ist, sich durch das Wasser durchzupressen. Dies wird durch Einbau hoher Luftröhren / hinter dem Absperrschieber s₁ erzielt. Der Schieber s₂ der Entleerungs- (zugleich Überfall-) Leitung ist natürlich geschlossen und wird nur behufs Entleerung des Reservoirs geöffnet. Zur Fixierung der Reservoirwasserspiegelhöhe dient das Überfallrohr ü, das mit seiner Endflansche im Wasserniveau liegt. Die Schieber sind von Straßenkappen aus bedienbar. Der Einsteigschacht ist gegen Temperaturbeeinflussung mit einem zweiten umklappbaren Boden abgeschlossen. Ein am Ende der Reservoirkammer eingemauertes Rohr sorgt für entsprechende Ventilation. Das Reservoir ist auf eine Betonschichte fundiert und die Mauern ringsum mit einer Lettenanstampfung umschlossen. Die Kosten dieses Resorvoirs belaufen sich auf 3200 K ö. W.

Reservoir für 150 m³ Inhalt. Auf Tafel V ist ein Reservoir für 150 m³ Fassungsraum dargestellt. Dasselbe ist bereits zweikammerig und mit eigener Schieberkammer angelegt; das Charakteristische dieses Reservoirs ist die Situierung der Schieberkammer innerhalb des eigentlichen Reservoirraumes. Die Kommunikation der beiden Kammern 1 und II kann im Bedarfsfälle durch Öffnen des Schiebers s₈ erfolgen. Durch Öffnen des Schiebers s5 oder s₆ kann das von der Quellstube kommende Wasser in eine der Kammern eingelassen werden, und liegen die Zuflußrohrmündungen zx und z₂ im Niveau des Reservoirwasserspiegels. Um eine Zirkulation des Wassers in vertikalem und horizontalem Sinne herbeizuführen, liegen die Trompetenrohre ay und a2 der Ausflußleitungen (Hauptspeisestrang) zur Ortschaft an der Sohle und in der vom Einlauf entgegengesetzten Ecke der Kammer. Durch Öffnen der Schieber ss oder s₄ kann eine Entleerung stattfinden; in die Leitung münden

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Fig. 68. Gemauertes Reservoir mit 40 m³ Fassungsraum.

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auch die Überfallleitungen ü₁ und ü₂ e^n- Falls aus irgend einem Grunde das Stadtrohrnetz mit Umgebung des Reservoirs unmittelbar durch die Quellen gespeist werden soll, so wird durch Schließen der Schieber s₅ und sß und durch Öffnen des Schiebers s₇ die Verbindungsleitung v (siehe Längenschnitt EF) durch den Teiltopf T in Kommunikation mit dem Stadtstrange gebracht. Auf dem Teiltopfe sitzt ein entsprechend langes Luftrohr /. Die Ventilation der Schieber und Reservoirkammer erfolgt durch das Aufsetzrohr v. Die Kosten dieses Reservoirs belaufen sich auf 15 600 K ö. W.

Reservoir für 180 m³, kombiniert mit gedeckter Filteranlage. Eine Hochreservoiranlage mit 180 m³ Fassungsraum, kombiniert mit einer gedeckten Filteranlage mit gleichfalls 180 m³ gesamtem Rauminhalt bezw. 45 m³ Wasserraum exkl. der Filtermaterialschichte, ist auf Tafel VI veranschaulicht. Diese projektierte Anlage ist in Beton hergestellt und können alle Betriebskombinationen mit Hilfe der mechanischen Einrichtung durchgeführt werden. In normalen Fällen, wo das Wasser einer Filtration bedarf, wird dasselbe in den Schlammtopf As und von hier nach Öffnung des Schiebers sx oder s₂ in eines der Filterbecken durch das Einlaufrohr E1 oder E₂ einfließen, die Filterschichte (1,50 m hoch) passieren und gereinigt in dem mit Steinplatten überdeckten und durch das Ventilationsrohr L₁ und L₂ gelüfteten Reinwasserkanal sich ansammeln. Aus demselben kann es nach Passierung des Teil-, zugleich Sedimenttopfes (A₁ oder A₂), wo mitgeführter Sand zur Ablagerung gelangt, durch Öffnung der Schieber s₈ oder s₄ und s₆, s₇ in die Zuflußleitung bezw. in die Reinwasserkammer / oder II geleitet werden. Das Wasser kann auch, ohne die Filter oder das Reservoir zu passieren, direkt in die Stadtrohrleitung (Öffnung von s₅) gelangen. Endlich können sowohl die Filter (mit s₁₂) oder die Reinwasserkammern (mit s₁₀ und sn) entleert werden. In manchen Fällen dürfte es sich empfehlen, die Zuflußleitungen (s₆, s₇) in das Reservoir bis zu den oberen Ecken der Reinwasserkammern, also gegenüber der Filtereinlaufkammer zu verlängern, um den Zu- und Abfluß nicht nebeneinander zu legen. Diese Anlage erfordert einen Kostenaufwand von 30000 K ö. W.

Reservoir für 200 m³ Fassungsraum. Liegt das Reservoir nicht auf einem ebenen Bauplatz, sondern an einer Berglehne, dann wird die Situierung der Schieberkammer und der Zugänge in die Reinwasserkammern eine andere werden, wie dies aus Tafel VII ersehen werden kann. Die beiden Kammern sind durch Scheidewände in zwei Abteilungen geteilt, welche durch 2 m breite, überwölbte Öffnungen kommunizieren. Der Zufluß (Einlauf) erfolgt durch die Schieber s₁ oder s₂, der Ablauf durch ar oder a₂. Um die mechanische Einrichtung etwas deutlicher ersichtlich zu machen, wurde speziell bei diesem Reservoir dieselbe in den Fig. 69 und 70 im Detail gezeichnet.

In dieser Weise ist bei jedem Baue die mechanische Einrichtung zu entwerfen, um nach diesem Plane die mit Nummern versehenen einzelnen Fasson-Gußstücke im Eisenwerk bestellen zu können. (Die normalen Muffenröhren werden nur bezüglich ihrer Länge angegeben; die gleichartigen und gleichgroßen Fassonröhren, welche liegend gegossen werden müssen, werden mit den gleichen Nummern versehen und darnach der Erfordernisausweis zu-

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Mechanische Einrichtung eines Hochreservoirs (Taf. VII). Grundriß.

sammengestellt.) Jede Kammer ist in vorliegendem Projekte mit einer separaten Speiserohrleitung (s₃, s₄) versehen, welche unterhalb der Schieberkammer sich in einen gemeinsamen Hauptstrang zur Stadt vereinigen. Durch die Schieber s₅, s₆ kann die Entleerung erfolgen. Diese Figuren wurden nur der Darstellungsweise wegen als Musterplan, nicht bezüglich der Anordnung der mechanischen Ausrüstung selbst, dem Handbuche beigegeben, indem die letztere als eine abnormale, durch lokale Verhältnisse bedingte bezeichnet werden muß. Die Kosten dieses Reservoirs beliefen sich auf 19000 K ö. W.

Reservoir für 400 m³ Fassungsraum. Um auch bezüglich der übrigen Ausstattung eines Reservoirplanes dem Anfänger an die Hand zu

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Fig. 70

Mechanische Einrichtung eines Hochreservoirs (Taf. VII). Querschnitt durch die Schieherkammer.

gehen, wurde auf Tafel VIII ein Plan in Farbendruck dargestellt. Dieses Hochreservoir mit einem Fassungsraume von 400 m³ (gleich ²/₃ des Tagesbedarfes von 600 m³) ist ein Kompensations-Hochbehälter. Statt einer separaten Zu- und Abflußleitung geht ein einziger Rohrstrang, d = 175 mm, vom Reservoir zur Stadt und ist am Fuße des Berges mit dem 150 mm weiten Zuleitungsrohrstrange von der Quellenstube verbunden. Das Wasser der Quelle fließt somit normal aus dem 150 mm-Zuleitungsstrange an obigem Punkte direkt in den 175 mm weiten Stadthauptstrang ein und gelangt nur das in der Stadt nicht gebrauchte Wasser in das Reservoir, welches also die Konsumschwankungen unmittelbar ausgleicht (kompensiert). Das Überlaufwasser gelangt durch zwei lange schmale Öffnungen in der Mittelmauer in einen kleinen Kanal daselbst und von hier in die Überfallröhren. Alle

anderen Details sind aus dem Plane selbst zu entnehmen. Das Reservoir wurde aus Hackelstein- bezw. Bruchsteinmauerwerk in Zementmörtel ausgeführt und beliefen sich die Baukosten auf 19000 K ö. W.

Reservoir für 1600 m³ Fassungsraum. Als letzte Type eines größeren Reservoirs für 1600 m³ Inhalt ist auf Tafel IX ein in Stampfbeton ausgeführter Hochbehälter abgebildet. Die beiden Kammern werden durch je drei Zungenmauern (Zwischenwände) abgeteilt, um eine günstige Zirkulation des Wassers zu veranlassen. Gleichzeitig wurde diesem Beispiele auch die graphische Stabilitätsbestimmung für die Reservoirmauern beigegeben. Die Kosten dieses Reservoirs belaufen sich auf 74000 K ö. W.

Kosten der Hochreservoire. Zur Beurteilung der Kosten solcher Bauten wird, wie bei den Stauweihern, der Preis von 1 m³ aufgespeicherten Wassers maßgebend sein, und sollte derselbe daher mit zunehmendem Fassungsraum im allgemeinen kleiner werden. Als Übersicht kann nachfolgende diesbezügliche Zusammenstellung insbesondere kleiner Reservoire dienen, soweit solche dem Verfasser zur Verfügung standen.

Zusammenstellung über die Baukosten von Hochreservoiranlagen.

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Inhalt

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Ziegel

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116

103

90

108

108

92

60

140

104

66

87

140

Beton

30 200

84

Grulich • • ■ • Zwittau - • • ■ Groß-Seelowitz Hohenfurth • • Mähris ch-Altstadt

200

200

200

200

220

Ziegel

Beton

Ziegel

18 800 12 800 14 600 13 500 12 000

94

64

73

67

54

Wasserwerk

Inhalt

Baumaterial

Gesamt

kosten

Kosten pro m3 Wasserraum

K ö. W.

K ö. W.

Gewitsch..........

Mährisch-Altstadt ......

Sternberg.........

Perchtoldsdorf........

Mährisch-Weißkirchen • • • •

Mährisch-Trübau.......

Müglitz...........

Freud enthal.........

Grottau...........

Melk............

Suczawa (Bukowina), kreisförmiger Grundriß

Jägerndorf.....

Gablonz (Böhmen) •

Brünn (Adamsthal) •

Mödling.....

Znaim...... •

Marburg.....

Teplitz.....

Teschen.....

Krakau¹).....

Brünn (Brüsau) • •

Remscheid • • •

Diedenhofen ■ ■ •

Düren......

Bremerhafen • ■

Staßfurt    •    •

Linz ......

Lahr......

Minden.....

Aschaffenburg • •

Coulommiers • •

Baden-Baden • •

Freiburg ....

Chemnitz ....

Wiesbaden • • •

Nürnberg ....

Stuttgart.....

Lille ......

Genf......

Hampton (England)

Frankfurt a. M. • •

München ....

240

245

250

300

350

400

400

400

500

600

600

800

900

1 000 1 000 1 130 1 200 1 360 1 600 5 200 10 000

400

500

550

660

600

270

700

900

1 000 1 200 2 000 4 000 4 000 4 300 8 100 9 700 12 000 12 500 12 500 20 000 45 000

Beton

Ziegel

Beton

))

Ziegel

Bruchstein

Ziegel

Beton

Ziegel

Beton

Ziegel

Beton

Ziegel

Beton

))

Ziegel

Blech

Beton

Ziegel

Beton

Ziegel

Beton

Ziegel

Beton

Ziegel

’) Monumentale Steinfassade allein 5600 K.

18 200 17 200 20 000 22 000 22 000 19 000 27 600 26 000 29 200 32 000

20 000 35 000 59 000 90 000 54 000 22 600 74 000 64 000 74 000 270 000 346 000 44 000

27    000 66 000 58 200

28    800

Preise ohne mechanische Einrichtung

und ohne Kosten der Erd- und

Felsarbeiten

2 080 000

76

70

80

73

62

48

69

65

60

53

zu ent-

Da die letzten Preise ohne mechanische Einrichtung und Erd- und Felsarbeiten angegeben wurden, können dieselben nicht zum Vergleich mit den übrigen Kosten verwendet werden. Aus den übrigen Zahlen ist nehmen, daß die Preise sehr variieren und nicht mit dem Fassungsraum abnehmen, da die Fundierungskosten, die architektonische Ausstattung der Fassade und Ausführung in Quader- oder Mörtelverputz, die Lage der Baustelle etc. die Gesamtkosten sehr beeinflussen. Wenn von dem abnormal niederen Preise von

raum

20 K (bei Znaim) abgesehen wird, in welchem zufolge Regiebau der Gemeinde eine größere Anzahl von Nebenauslagen nicht aufgenommen erscheinen und die Kosten einer Schieberkammer wegfallen, so kann man im Durchschnitt als Reservoirkosten pro Kubikmeter Fassungs-50—100 K bei einfacher Ausstattung der Fassade annehmen. Da jedoch bei einem Wasserwerke (insbesondere einer Gravitationsleitung) trotz der hohen Kosten dem Auge des Fremden und Einheimischen ohnehin wenig geboten wird, so pflegen manche Gemeinden die unbedeutenden Mehrkosten nicht zu scheuen, um die oberirdischen Bauwerke, also insbesondere die Fassaden der Hochreservoire, in einfacher, aber doch würdiger Weise architektonisch ausstatten zu lassen.

F. Zuleitung vom Hochreservoir bis zum Stadtrohrnetz.

erfolgt mittels eisernen

Die Zuleitung vom Hochreservoir bis zum Beginn des Stadtrohrnetzes — der Hauptspeisestrang des Verteilungsnetzes Röhren, welche nach dem Stundenmaximum am Tage des größten Verbrauches zu berechnen sind. Zu diesem hieraus resultierenden sekundlichen maximalen Quantum ist noch zu addieren der Bedarf von ca. 4—6 sl. für je einen Hydranten, welcher bei Feuersgefahr oder Straßenbespritzung gleichzeitig in Aktion treten soll (zumeist werden zwei Hydranten als gleichzeitig in Betrieb gesetzt angenommen). Für kleinere Ortschaften wird wohl der großen Kosten wegen der Hydrantenbedarf und das Konsummaximum gleichzeitig nicht in Rechnung gestellt werden, wodurch ein kleinerer Hauptrohrdurchmesser resultiert, was jedoch nur dann von wesentlichem Belang ist, wenn der Hauptspeisestrang zur Stadt eine größere Länge besitzt. Es sei ferner erwähnt, daß man bei der Berechnung der Geschwindigkeit in den Rohrsträngen der Verteilungsleitungen vmax. = 1 m anzunehmen pflegt, um allzu große hydraulische Stöße, die ohnehin doppelt so groß wie der Arbeits-Betriebs-) Druck werden können, zu vermeiden. Andererseits soll d»„, > 0,25 m sein, um Ablagerungen von Sedimenten hintanzuhalten. Die Legung dieses Hauptstranges geschieht, wie bei allen Eisenröhren, in 1,50 m Tiefe, mit den Muffen gegen den Wasserlauf, die Dichtung der Röhren mit Hanfstricken und Blei. Beim Beginn der Abzweigungen — also Beginn des eigentlichen Stadtrohrnetzes — wird der Übergang der verschiedenen Rohrkaliber entweder durch eigene Fassonröhren oder mitteils eines Teiltopfes vermittelt, über welchen später gesprochen werden soll.

G. Stadtrolirnetz.

Das Stadtrohrnetz bezweckt die eigentliche Verteilung des Wassers im Versorgungsgebiete. Dasselbe kann entweder a) nach dem Zirkulations- oder b) nach dem Verästelungssystem angeordnet sein; bei ersterem sind die Rohrleitungen alle polygonal verbunden, es gibt daher keine Endpunkte der Rohrstränge. Im allgemeinen pflegt man dem Zirkulationssystem den Vorteil der Verhinderung von Ablagerungen, von Stagnation des Wassers, also der Erhöhung der Temperatur, zuzuschreiben. Weiter kann bei»Feuersgefahr ein Hydrant zugleich von verschiedenen Strängen (durch entsprechende Schieberstellungen) aus, also viel kräftiger versorgt werden. Dort, wo viel oder alles Wasser durch Hausleitungen abgegeben wird, wird man überhaupt nur dieses System anwenden. Werden beim Verästelungssystem an den Endpunkten Sparbrunnen mit permanenten Ausläufen aufgestellt, dann ist dieses System das billigere und entfällt der Nachteil der Stagnation. Im übrigen ist zumeist die Situation der Stadt ausschlaggebend für die Wahl des Rohrnetzsystems. Die Berechnung erfolgt bei Beobachtung einer einzuhaltenden minimalen Überdruckhöhe wegen der Hydranten in der Weise, daß jeder Rohrstrang ein gewisses Wasserquantum vom Hauptstrange erhält, unterwegs an verschiedenen Stellen (Hausleitungen oder öffentliche Brunnen) Wasser abzugeben hat und ein weiteres Quantum zur Versorgung von kleineren Rohrsträngen an seinem Ende noch weiterführt, wobei auch der sogen, eigene Bedarf berücksichtigt werden muß, also das dem Inhalte des Rohrstranges von der Länge / und dem Durchmesser d entsprechende Wasserquantum, mit welchem der Rohrstrang stets gefüllt erscheint.

In einzelnen Fällen, wo über viel Wasser, jedoch nur über sehr geringe Druckhöhen verfügt wird, das Wasser also nicht in die Stockwerke geleitet werden kann, werden kleinere Ortschaften einfach durch Aufstellung einer gewissen Anzahl permanent laufender, öffentlicher Auslaufbrunnen versorgt. Hier entfällt die Anlage eines eigenen Hochreservoirs und von Hydranten, und ist auch die Berechnung des Rohrnetzes eine sehr einfache. Bei größeren Städten und lokal ungleich großer Wasserabgabe wird man eigene Tabellen aufstellen, wobei zu bemerken ist, daß bei der Berechnung der Druckhöhen der Sicherheit wegen die Kote der Reservoirsohle als Druckhorizont (hydrostatische Druckhöhe) angenommen wird.

Die Berechnung erfolgt der Sicherheit wegen unter Annahme eines Verästelungssystems. Der Hauptstrang wird einerseits durch die größten (belebtesten) Straßen, überhaupt dort geführt, wo der größte Wasserkonsum erwartet werden muß, wenn nicht lokale Verhältnisse die Situierung des Hauptstranges überhaupt feststellen. Die Berechnung erfolgt unter Annahme einer Geschwindigkeit v = 1 m (gleichzeitig als Maximum), wo Überschuß an Druckhöhe vorhanden ist. Als kleinster Rohrdurchmesser ist in größeren Städten d = 80 mm bei Hydrantenaufstellung, sonst in kleinen Ortschaften = 60 mm zu wählen, und auch bei den kleinsten Anlagen ohne Hydranten für die öffentlichen Rohrstränge nie unter 40 mm Durchmesser (wegen Inkrustation) zu gehen.

Der Wasserbedarf wird entsprechend auf die einzelnen Straßen (mit Berücksichtigung des Bevölkerungszuwachses und der künftigen Verbauung) verteilt und beiläufig alle 100 m ein Hydrant angenommen, der für kleinere Ortschaften 4, für größere Städte 5—6 sl. konsumiert.

Für kleinere Ortschaften werden wir also bei Feuerhydranten die letzte Strecke des kleinsten Endrohrstranges für Q = 4 sl. zu rechnen haben. Bei v = 1 m ist die Fläche eines Rohres gleich der Kapazität, also:

bej d = 0,06 m, fl = 0,0028 m² und Q = 2,8 sl., und bei d — 0,08 m, fl = 0,0050 m² und Q = 5,0 sl., es ist also in diesem Falle als Minimum ein Rohrdurchmesser von 80 mm zu wählen, wenn der Hydrant nach dem Verästelungssystem berechnet wird, d. h. nur von einer Seite das Wasser erhält. Beim Zirkulationssystem kann

Reservoir.

..........* N

—6-

7i

¹

‘ i: '    2>83 m’

also im Mittel ca. h“ == 3,00 m.

Die Förderhöhe H der Pumpe beträgt somit:

H= h + h‘ + h“ = 4 + 14 + 3 = 21 m

und die notwendige Betriebskraft:

-r\ ot-TrsT

■yiw

Fig. 71. Längenprofil und Situationsplan des Stadtrohrnetzes.

in Fällen, wo größte Sparsamkeit eingehalten werden muß, ein Rohrdurchmesser von d = 60 mm (Q = 2 x 2,8 = 5,6 sl.) ausreichen.

Für den anderen Wasserbedarf exkl. der Hydranten werden also bei v= 1 m für einen Wassertransport von:

Rohrdurchmesser genügen.

Der Druckverlust ist für die einzelnen Strecken des Hauptstranges von gleichem Durchmesser separat derart zu rechnen (siehe Fig. 71), daß am letzten Punkte beispielsweise noch ein Hydrant mit Q = 8 sl. und einer hydraulischen Druckhöhe h“ gleich dem dort notwendigen Überdruck gespeist werden kann. Die gefundenen Durchmesser sind immer auf die nächst höheren, fabriksmäßig erzeugten Rohrkaliber abzurunden. Bei dieser Berechnung kann man sich mit Vorteil des Graphikons auf Tafel V (1. Band) bedienen. Im Längenprofil obiger Fig. 71 ist die Sperrmaßlinie für H irrtümlich bis zum Nivellementhorizont gezeichnet; de facto ist aber H — h‘ + h“ -f- h“‘. Bezüglich der Berechnung des Stadtrohrnetzes siehe auch: Lueger, Wasserversorgung der Städte (Darmstadt 1895); Kresnik, Zur günstigsten Anlage städtischer Wasserleitungen (Zeitschrift des österreichischen Ingenieur- und Architektenvereins, Wien 1895 und 1903); Müller, Graphische Bestimmung für Wasserversorgungsanlagen (Österreichische Monatsschrift für den öffentlichen Baudienst, 1896).

Was die Verteilung der Hydranten anbelangt, so werden dieselben in der Regel in Entfernungen von 100 m entweder auf den Rohrstrang aufgesetzt oder, durch kleine Seitenstränge verbunden, seitwärts an Orten placiert, welche auf Kreuzungspunkten von Gassen so gelegen sind, daß im Falle ihrer Benutzung keine Verkehrsstörung eintritt. Dort, wo öffentliche Brunnen aufgestellt werden, wird die Verteilung und Lokalisierung den örtlichen Verhältnissen anzupassen, also eine verschiedene sein.

Bezüglich der Kalibrierung der Rohre ist neben dem bereits Angeführten noch zu berücksichtigen, daß dieselbe auch eine bauökonomische sein soll. Abgesehen von dem unnötig großen Mehraufwande haben solche in bezug auf das fortzuleitende Wasserquantum zu groß dimensionierte Rohrkaliber den Nachteil, daß infolge der geringen Geschwindigkeit das Wasser an Frische einbüßt. Für die Verzinsung und Amortisation der Anlagekosten a eines Wasserwerkes haben wir eine jährliche Abschlagsquote C:

t¹-'

zu leisten. Nehmen wir eine Bausumme (Anlagekapital) a = 1000 K, die Verzinsung p = 5 °/₀ = 0,05, die Amortisationsfrist n = 50 Jahre an, so erhalten wir eine Verzinsungs- und Amortisationsquote von:

50 + 1

1000

50

0,05^

= 25 K 50 Heller.

Auf diese Weise werden wir auch die Quoten für verschiedene Rohrdurchmesser berechnen und danach das ökonomischste Kaliber wählen können.

In Ergänzung der im I. Bande aufgenommenen Rohrberechnungsformeln sei noch nachstehende Methode angeführt. Wird mit Q jenes Quantum bezeichnet, welches der Rohrstrang in seinem Verlaufe seitlich gleichförmig zu verteilen hat und mit q die Wassermenge, welche am Endpunkt des Stranges noch

abgegeben werden muß, ist ferner J — — das Gefälle und D der Rohrdurch-

Lj

messer, so ist nach Bodenseher: Graphisches Verfahren zur Berechnung der Wasserleitungsrohrnetze (Zeitschrift des österr. Ingenieur- u. Architekten-Vereins 1911)

+ Qq + q²

0,0011565

H l L ~ Z> ⁵

und der Reibungskoeffizient

l = 0,0006541 -f

Bedeutet ferner F die Querschnittsfläche des Rohres, so ist die mittlere Geschwindigkeit

Dm —

F ■ log. nat.

Aus dessen Entwickelungen über das Kostenminimum geht als Schlußfolgerung hervor, daß beim vollständigen Kreisnetz die zu verteilenden Wassermengen q konzentriert nach dem Zentrum (Schwerpunkt) des ganzen Versorgungsgebietes zu führen und von dort radial durch die Transversal-Rohrstränge zu verteilen sind und daß andererseits den Umfangsträngen und die ihnen zukommenden Wassermengen Q, welche sie an das unmittelbar angeschlossene Versorgungsgebiet abzugeben haben, zuzuweisen ist, indem die relativ kleinsten Kosten dann entstehen, wenn in allen Umfangsträngen die Wassermengen q — 0 sind.

Aus den diesem Aufsatze beigeschlossenen 7 Tafeln können graphisch alle Aufgaben gelöst werden.

Siehe auch die detaillierten Berechnungen der Rohrnetze und Heberleitungen (für Grundwasserversorgungen mittels Filterrohrbrunnen etc.) in Brinkhaus, „Das Rohrnetz städtischer Wasserwerke“, 1912.

Die Kosten der fertigen Rohrleitungen setzen sich zusammen aus den Kosten der Rohrlieferung loco Baustelle, den Kosten des Legens und Dichtens der Rohre mit Hanfstricken und Blei und den Kosten des Grabenaushubes und Wiederanschüttens samt Stößeln des eingebrachten Materials.

Die Kosten der Rohrlieferung selbst setzen sich wieder zusammen aus dem sogen. Grundpreis pro 100 kg Rohrguß loco Eisenwerk, welcher Schwankungen ausgesetzt ist und infolge der allgemeinen Kartellierung der Eisengießereien heute sehr emporgeschnellt ist. Derselbe betrug bis 1912

14

Nach dieser Formel ergeben sich daher für X Rohrdurchmesser nachstehende Werte:

D — 50 mm

und für verschiedene

60

80

))

100

))

. . X = 0,005826 5376 4743 4337

D = 400 mm

425

450

)}

125

475

3927

yy

150

500

175

200

yy

225

yy

250

275

yy

300

yy

325

350

yy

375

yy

3640

3424

3253

3092

2967

2868

2775

2683

2609

2543

550

600

650

700

750

800

900

1000

1100

yy

yy

yy

yy

yy

yy

yy

X = 0,002489 2428 2378 2332 2289 2213 2151 2088 2040 1989 1950 1876 1813 1759

19—20 K pro 100 kg loco Werk, und wurde seitdem um 1 bezw. 1,50 K erhöht, gegen früher 14 K (1879 je doch 24 K).

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Zu diesem Grundpreis erfolgt für kleine Röhren (unter 300 mm Durchmesser) noch ein Zuschlag, welcher bei d — 40 mm 4¹/₂ K, bei d — 50 mm B¹^ K, bei d = 60 mm 2x/₂ K, bei d— 70 und 80 mm 1¹/₂ K, bei d = 90—175 mm 1 K und = 200—275 mm ¹/₂ K beträgt.

Bei Flanschenröhren erfolgt pro Flansche je nach Durchmesser ein Zuschlag von 0,85—50 K (letzterer für d = 1200 mm).

Bei Projekten wird generell gewöhnlich für einfache Fassonröhren pro 100 kg ein Zuschlag von 4 K, für appretierte Fassons (abgehobelte Flanschen, Bohrlöcher etc.) 8 K angenommen. Die in einem Stadtrohrnetz einzubauenden Fassonröhren werden bei Generalprojekten nur geschätzt, und zwar pflegt man zum gerechneten Bedarf an normalen Muffenröhren 5 °/₀ für Fassons zuzuschlagen.

Zu diesem loco Werkpreis werden nun noch die Transportspesen, Asphaltierung, Druckproben im Rohrgraben hinzuzurechnen sein.

Zu diesen normalen Kosten kommen in jenen Fällen, wo beim Rohrgrabenaushub auf viel Wasser gestoßen wird, die Kosten der Wasserhaltung hinzu, die entweder approximativ als Pauschale eingesetzt oder als Regiearbeit verrechnet werden. Bei Annahme eines Grundpreises für Eisenrohrguß von 20 K pro 100 kg loco Eisenwerk bezw. 24 K loco Bauplatz, in welchem alle Transportspesen, Asphaltierung, Rohrproben, Bauaufsicht und Unternehmergewinn enthalten sind, erhalten wir nachstehende Kosten pro lfd. m Rohrstrang auf Basis der deutschen Normalgewichte für gußeiserne Röhren.

Preistabelle für die Herstellung kurrenter Gufsrohrstränge einschl. der Erdarbeiten.

(Kurrente Muffenröhren.)

Durchmesser

Preis pro lfd. m in Kronen:

in

Millimeter

Rohrpreise

loco

Bauplatz

Legen

und

Dichten

Erdarbeit 1,5 m Deckung

Zusammen

40

50

60

70

80

90

100

125

150

175

200

tO tO DO -o. o\ CO CR o o<

300

(S 8 o    § 8    8 oq_ a? 8 § §    i S    os §

<m co    co tjT >o cd' oT t-T rjT so ao    t-T    co" <xT

H H H H W fM O]

000i05C0tdC0Hil-‘i-iH-i-ih-OOOO

8 8 8 8 8 8 8 8 8 8 S 8 8 8 g sü

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Preis pro lfd. m in Kronen:

Durchmesser

in

Millimeter

Rohrpreise

loco

Bauplatz

Legen

und

Dichten

Erdarbeit 1,5 m Deckung

Zusammen

350

375

400

425

450

475

500

550

600

650

700

750

800

900

1000

1100

1200

29,40

21,30

35,00

37,00

40.55 44,10 48,20

54.60 61,95

70.60 80,35

90.55 101,85 123,70 147,00 175,50 208,00

I—‘ h-*•

JP- y-¹ yo _00 CO yj jO _© © pi O* pi Jp- >P- jp- iP- OS

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§ 3,8 3 3 3 8 ® S © § m § § « ° §

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tH 1-h r-l r-l T-l CM

Anmerkung zur Erdarbeit. Zuschlag für Felsaushub:

8,40 K. 6,50 „

Granit, Gneis, Porphyr pro m³.......

Kalk und Sandstein pro m³........

Die Gewichte der normalen Gußröhren sind aus nachstehender Normal tabelle zu entnehmen. Die Röhren, welche im Werke einem Probedruck von 15—20 Atmosphären ausgesetzt werden, reichen für alle Wasserleitungen bis rund 100 m hydrostatische Druckhöhe (10 Atmosphären) aus, auf welchen Druck auch die im Handel vorkommenden Akzessorien des Rohrnetzes konstruiert sind. Trotzdem zumeist viel geringere Inanspruchnahmen Vorkommen, soll man mit Rücksicht auf unvermeidliche hydraulische Stöße nie schwächere Röhren (mit geringer Wandstärke) verwenden. Solche schwächere Röhren werden von einzelnen Werken für 8 Atmosphären Probedruck gegossen, abgesehen von den sogen, schottischen Röhren, ganz dünnwandige Abflußrohren für Ausgüsse, Aborte etc , welche überhaupt keinem Druck auszusetzen sind.

Die Röhren sollen sowohl einzeln wie auch im Rohrgraben, als Rohrstrang gelegt, vor dem Zuschütten einem Probedruck (mittels hydraulischer Rohrpresse) gleich dem l¹^ fachen bis doppelten hydrostatischen Drucke unterzogen werden.

Die Grabensohle wird in die Nivellette der Rohrunterkante gelegt, und werden in derselben bei jedem Rohrstoß sogen. Muffenlöcher ausgegraben, um die Dichtung vornehmen zu können. Je nach der Standfähigkeit des

Normaltabelle

für gufseiserne, stehend gegossene Muffen- und Flanschenröhren.

Deutsche Vereinsnormale für 10 Atm. Betriebsdruck und max. 20 Atm. Probedruck,

Spezifisches Gewicht des Gußeisen = 7,250.

Durchmesser

Baulänge

Wand-

Berechnetes Gewicht in Kilogrammen:

des

stärke

Rohres in

Muffen rohre

Flanschenrohre

in

Millimeter

Milli

per 1 m

Muffen-

Flan-

schen-

meter

exkl. | inkl.

des

per 1 m

des

innerer! äußerer

Rohre

der Muffe

ganzen

Rohres

exkl. i inkl.

der Flanschen

ganzen

Rohres

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O'    CA ca 'o* "o*

O' O' 'oi

92,68 102,89 104,08 117,07 116,07 130,26 124,04 140,23

136.89    153,85

145.15    163,58 158,87 178,80 173,17 194,78 188,04 211,17

212.90    242,42

238.90    270,51 273,86 307,28

311.15    348,82 350,76 390,63

392.70    430,80

472.70    514,30

559.80    ! 604,60

666.80    ! 725,80

20,18

29,60

37,00

49,95

8,75 10.09 12,14 15,21

16.65 19,94 22,19 24,41

91.65 39,74

48,86    189,50

57.66    226,00

67,57    264,00

76,51    306,05

87,48    349,91

99,13    396,50

111,29    445,15

124,13    496,51

132,61    530,43

146.68    586,71

155,46    621,82

170,10 ¹ 680,38 185,41    741,65

201.66    806,64

228,49    913,94

256.69    1026,75 294,64 j 1178,54

335.66    1342,64 378,58 1514,33 425,01 1700,03 512,80 2051,21 608,76 2435,03 727,75 2911,00

856,78 3427,10: 783,10 j 845,60

10,57

13,26

15,20

18,24

20,29

22,34

29,10

36,44

44,36

52,86

61,95

71,61

81,85

92,68

104,08

116,07

124,04

136.89

145.15 158,87 173,17 188,04

212.90

238.90 273,86

311.15

350.76 392,69

472.76

559.76 666,81 785,13

59,81

66,57

73,22

118,90

155,60

21,28

25,96'

32,44

52,02

62,40

69,61

76,94

99,82

124.70 151,00 180,00 207,89'

240.70 274,37 308,68 351,20 390,79

420.70 461,55 490,73 536,39 584,33 633,50 727,26 811,52 921,24

1046,45

1171,90

1723,00

2057,00

2418,00

2903,00

3382,00

Bodeninateiials werden in gewissen Strecken in der Rohrgrabentrace 1—2 m breite Streifen gewachsener Boden stehen gelassen, welche nicht ausgehoben, sondern an der Sohle stollenartig durchgraben werden; diese Erdklötze dienen zur Versteifung der langen Grabenwände, welch letztere überdies bei leichtem Materiale mitunter ausgepölzt werden müssen. Die Dichtung der Muffenröhren erfolgt in der Weise, daß in die völlig getrockneten Muffen zuerst Hanfstricke eingestemmt werden, worauf der übrige Raum mit Blei-ausgegossen wird, welches man nachträglich verstemmt.

Um das Eingießen des Bleies zu ermöglichen, wird um den äußeren Muffenrand ein nasser Hanfstrick gelegt, derselbe hierauf mit einer fetten Lehmlage umgeben und gut verschmiert und nun der Strick oben wieder herausgezogen, an welcher Stelle dann das Eingußloch für diese Lehmform, ■entsprechend konisch erweitert, offen bleibt. Nach dem Guß wird der Lehmring entfernt, das Blei mit eigenen Rohrstemmern verstemmt und die Oberfläche glatt abgeschnitten.

In besonderen Fällen, z. B. wenn die Dichtung der Röhren im Bereiche des Grundwassers vorgenommen werden muß, kann statt dem Gußblei sogen. Bl ei wolle verwendet werden.

Dieselbe aus Bleifasern in Zöpfe zusammengedreht, also aus Bleistricken bestehend, wird im kalten Zustand gleich wie die Hanfstricke mit den Rohrstemmern sorgfältig eingestemmt, und zwar geschieht dies in einzelnen Lagen, sonst kann kein so dichter homogener Bleiring erzielt werden, wie beim Vergießen mit Blei. Der Preis der Dichtung mit Bleiwolle stellt sich pro Muffe rund ca. um durchschnittlich 20 °/₀ höher, als beim Vergießen, doch ist der Bleiverbrauch ein geringerer, indem die Hanfstrickelage dicker eingebracht werden muß.

Flache Kurven in vertikalem oder horizontalem Sinne werden nicht mit Bogenstücken, sondern aus geraden Röhren gebildet, wobei das sogen. Schwanzende (glatte Ende) des einen Rohres in die Muffe des anderen Rohres etwas exzentrisch eingestellt wird, doch nur unter einem solchen flachen Winkel, daß überall noch genügend Raum für die Bleidichtung übrig bleibt. Statt Gußeisenröhren werden jetzt häufig auch die sogen. Mannes-mann-Stahlrohre verwendet, welche, durch die Fabrikationsweise bedingt, in wechselnden Längen von 4—12 m erzeugt werden. Um diese dem Rosten viel leichter ausgesetzten Röhren vor der Oxydation zu schützen, werden sie innen heiß asphaltiert und außen mit einer gleichfalls asphaltierten Hülle aus Jutestreifen überzogen. Ihre Wandstärke ist viel geringer, also auch das Gewicht pro lfd. m ein kleineres und die Manipulation beim Legen eine leichtere, die Transportkosten geringere; dieselben können dem 2—3fachen Maximaldruck der Gußröhren unterzogen werden. Ihr Preis ist jedoch zurzeit noch insoweit ein hoher, indem sie für die kleineren Durchmesser nur mit Rücksicht auf die geringeren Dichtungskosten pro lfd. m konkurrieren können und Röhren von großem Durchmesser (über 300 mm) überhaupt noch nicht hergestellt werden. Die Fassonröhren konnten früher nicht aus diesem Material direkt, sondern nur durch Annietung von Ansatzröhren, Muffen, Flanschen etc. hergestellt werden, was jetzt nicht mehr der Fall ist. Da die

Mannesmannröhren eine Durchbiegung gestatten und ihrer bedeutend größeren Länge wegen weniger Dichtungsstellen benötigen, ist ihre Verwendung insbesondere bei nachgiebigem Untergründe, bei Unterleitungen und Überführungen, sowie bei großem Drucke anzuempfehlen. Sie bedürfen jedoch auch einer sorgfältigeren Behandlung beim Transport und beim Verlegen, um jede Beschädigung der rostschützenden Hülle zu vermeiden.

Von der Verwendung gewöhnlicher Gasröhren, welche von manchem Unternehmungen bei kleinen Anlagen der Billigkeit wegen anempfohlen werden, ist mit Rücksicht auf den an und für sich zu kleinen Durchmesser und die Verstopfung durch Rostbildung abzuraten.

H. Fassonröhren, Äkzessorien und Armaturen der

Rohrleitungen.

Der Hauptsache nach bestehen die Rohrleitungen zumeist aus den normalen,

3—4 m langen, stehend gegossenen, innen und außen heiß asphaltierten Muffenröhren. In selteneren Fällen werden normale, 2—3 m lange Flanschenröhren verwendet, deren Dichtung mittels Kautschuk-, Blei- oder Lederringe und Verschraubung erfolgt. Bei kleinen Durchmessern genügen 4, bei mittleren 6, bei großen Röhren 8—12 Schrauben. Neben diesen normalen geraden Röhren sind in jedem Rohrnetze noch sogen. Fassonröhren erforderlich. Zu denselben gehören die segmentförmigen Bogenrohre (Fig. 72 Nr. XIV oder im Handel mit K stück bezeichnet), meist 2 m lang, für längere Bogen notwendig. Für schärfere Winkel in geraden Leitungen werden sogen. Krümmer verwendet, und zwar mit Zentriwinkel von 90° und 125°. Die häufigsten Formen der graden Fassonröhren sind in Fig. 72 Nr. I—XIV abgebildet. Neben diesen können noch andere Kombinationen Vorkommen, und ist bei Bestellung bei dem Eisenwerke dem Verzeichnisse über Fassons die jeweilige Skizze in geraden Linien, die Flansche mit einem kurzen Querstrich, die Muffe mit einem kleinen Bogensegment angedeutet beizugeben.

Beschreibung.

Fassonrohr Nr.    I:    Abzweigrohr mit zwei Flanschen,

„    „    H:    gerades Fassonrohr mit zwei Flanschen,

„    „    III:    gerades Fassonrohr mit einer Flansche (F stück),

„    „    IV:    Trompetenrohr klein,

„    „    V:    Trompetenrohr groß,

„    „    VI:    Abzweigrohr mit Muffe und Flansche (A stück),

„    „    VII:    Abzweigrohr mit Muffe und zwei Flanschen,

n    „    VIII:    Muffenrohr    mit kleiner Flanschenabzweigung (A stück)

„    „    IX:    Muffenrohr    mit kleiner Muffenabzweigung (B stück)

„    „    X:    Muffenrohr    mit kleiner schiefer Muffenabzweigung

(C stück),

„    „    XI:    Reduktionsmuffenrohr    (R    stück),

„    „    XII:    T stück mit    drei Muffen,

„    „    XIII:    Übermuffe (U stück),

„    „    XIV:    Bogenrohr (K stück).

Die kurzen Anschlußröhren für die Flanschenschieber und ähnliche längere Rohre werden im Handel mit E stück (Muffen-Flanschenrohr), F stück

Nr° I.

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Nr.° III.

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Fig. 72. Fassonröhren (I—XIV).

(Flanschenrohr wie Nr. III) bezeichnet. Um Enden von Rohrleitungen zu dichten, werden bei Muffen eigene Endkapseln (Endstöpsel), bei Flanschen sogen. Blindflanschen gegossen. Die Übermuffen dienen zur Wiederdichtung von gesprungenen oder durchgestemmten Röhren. Die Dimensionsverhältnisse einzelner Fassonröhren sind z. B. nachstehende:

{ a = 150 mm + 0,6 d -j- 0,1 D, r'    j b = 140 mm -f- 0,2 d -+■ 0,5 D,

IX:

j a = 150 mm + 0,6 d -f- 0,1 D,

X:

„ XII:

„ XIII: „ XIV:

| b = 90 mm -f- 0,2 d + 0,5 D, c = 80 mm 0,1 D, f a = 150 mm + 0,7 Z>,

| b — 90 mm + 0,7 D, l = 260 mm + 0,4 Z>,

Radius r = 10 D (als Lager-Normale, überdies in allen anderen Radien auf Bestellung anzufertigen.

Alle Fassons sind liegend gegossen, daher schwerer wie die normalen Rohre. Bei den Kostenanschlägen wird diesem Umstande dadurch Rechnung

im)

ii-I

getragen, daß je nach Häufigkeit der Fassons ein Zuschlag von 5—6 °/₀ zu dem gerechneten Gewichte der normalen Röhren für die-Fassons approximativ gegeben wird. Da auch die Gewichte der normalen Röhren etwas variieren, wird auch bei diesen ein Toleranzgewichtszuschlag von 1—2 °/₀ in Rechnung gesetzt. Zu den Akzessorien des Rohrnetzes (Armaturen desselben) gehören insbesondere:

-t-

I. Die Wasserschieber.

Fig. 73. Ansicht eines Flanschen-schiehers d = 80 mm.

Da die Öffnung oder Schließung der Durchflußöffnungen zur Vermeidung hydraulischer Stöße äußerst langsam erfolgen soll, so hat man schon seit längerer Zeit die früher verwendeten Konushähne in den öffentlichen Rohrsträngen durch Schieber ersetzt. Dieselben können als Muffen-oder Flanschen-schieber gebaut sein. Der Schieber besteht aus dem Schiebergehäuse mit der Stopfbüchse (aus Eisenguß), dem eigentlichen keilförmigen Ringschieber, welcher aus Gußeisen hergestellt ist, jedoch mit einer eingelassenen ringförmigen Gleitfläche und einer Schraubenmutter aus Rotguß (Bronze) besteht, endlich aus der gleichfalls aus Rotguß hergestellten Schraubenspindel mit sehr flacher Steigung. In dem Schiebergehäuse ist korrespondierend mit dem Ringschieber ebenfalls eine ringförmige Gleitfläche aus Bronze keilförmig eingelassen, so daß die beiden geschliffenen Gleitflächen vollkommen dichten. Durch Drehung der fixen Spindelschraube wird der Schieber in dem oberen domförmigen Gehäuseteil emporgehoben. Der Schieber kann entweder mittels eines Handrades bewegt

werden (siehe Fig. 73, Ansicht eines Flanschenschiebers von der Seite und Daraufsicht), was die Anlage von Schächten oder Schieberkammern bedingt, oder aber kann derselbe in die Erde eingebaut werden, in welchem Falle er mit einer sogen. Einbaugarnitur, bestehend aus einer bis zum Terrain hinaufreichenden Aufsteckspindel, einem Schutzrohr (über diese Spindel aufgesteckt) und der Straßenkappe auszurüsten ist. (Fig. 74, Längenschnitt eines Muffenschiebers mit Einbaugarnitur.) Die Straßenkappe, welche mit

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D,

Flanschenschieber (Daraufsicht).

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D, --

B.---

Flanschenschieber mit Handrad (Querschnitt).

Muffenschieber (Längenschnitt).

Fig. 74. Schieber mit Handrad oder Einbaugarnitur.

einem aufhebbaren Gußeisendeckel versehen ist, wird auf einem starken Eichenpfosten derart in das Straßenniveau montiert, daß sich dieselbe nicht setzt, weil sonst beim Darüberfahren die Spindel gebogen und der Schieber nicht funktionieren würde. Die Straßenkappe ist auch an nicht gepflasterten Stellen sorgfältig zu umpflastern oder mit einem Steinkranz zu umgeben. Fig. 74 zeigt auch den Querschnitt eines Schiebers mit Handrad und die Daraufsicht eines Flanschenschiebers mit der Bezeichnung der Haupt-Bau-dimensionen, welche nebst den Kosten aus folgender Tabelle zu ersehen sind.

Die anderen Konstruktionsdimensionen kleiner Schieber sind aus der Tabelle auf Seite 219 zu entnehmen.

Baulänge B des Flanschen-schiebers in Millimeter

mit

Handrad

Lichter Durchmesser der

Durchgangsöffnung in Millimeter

Preis des Schiebers

mit Einbau-garnitnr

K. ö. W.

40

240

30

42

50

250

35

48

60

260

42

55

70

270

50

62

80

280

54

68

90

290

59

72

100

125

00 oo co o CP o

62

76

76

90

150

350

88

105

175

375

130

146

200

400

156

172

225

425

192

208

250

450

220

238

275

475

280

296

300

325

350

375

400

500

525

550

575

600

310

386

440

328

405

460

425

625

500

555

610

520

575

630

450

650

730

754

475

675

8C0

824

500

550

700

750

840

864

940

970

600

800

1170

1200

650

700

850

900

1490

1520

1730

1760

750

950

1830

1870

800

1000

2350

2390

900

1100

3000

3040

1000

1200

4110

4150

1100

1300

5380

5425

1200

1400

6850

6875

Auch hier werden bei größeren Anlagen seitens der Bauunternehmungen Nachlässe eingeräumt werden. Für die Hauseinleitungen werden kleine Schieber (Fig. 75, <^=15 mm) in die Bleirohrleitungen eingebaut. Die Verbindung mit den letzteren erfolgt durch eigene Verschraubungskuppelungen (Holländer, Fig. 76) oder durch sogen. Sauger (Fig. 77).

aus

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Ansicht.

Flanschendurchmesser D₁.....

Schraubenlochdurchmesser .    .    .

Schraubenzahl.........

Baulänge B der Flanschenschieber . Baulänge Bx der Muffenschieber .    .

Handraddurchmesser A......

Konstruktionshöhe H......

Innerer Durchmesser des Schutzrohres d...........

150

115

O lO CO CM r-C t—•

175

135

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170

200

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240

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210

230

250

508

60

275

562

60

Ansicht.

Querschnitt.

Längenschnitt.

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Fig. 75. Schieber d — 15 mm.

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150 | 175

Lichter Durchmesser D .    .

40    50    60    80    100    125

Fig. 76.

Verschraubung (Holländer).

Querschnitt.

Fig. 77. Sauger d= 15 mm.

Auf Tafel X ist schematisch die Art der Anlage einer Hausleituung (Hauswasserversorgung) dargestellt. Der unter Druck stehende Straßenrohrstrang wird mittels einer sogen. Rohrschelle angebohrt (Fig. 78) An der zwei Teilen bestehenden, auf das Gußrohr dicht aufzuschrauben en Ro r-wird ein Kegel- (Konus) Hahn provisorisch aufgeschraubt, an welchem

der mit einer Stopfbüchse versehene Bohrapparat dicht befestigt wird, mittels welchem durch den geöffneten Konushahn die Anbohrung des Straßenrohres

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Rohrschelle

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Ansicht der Rohrschelle und Längenschnitt des Hahnes.

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Ansicht des Hahnes von oben.

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Querschnitt des Anbohrhahnes.

Messingrohr als Verbindung mit dem Bleirohr.

Fig. 97. Anbohrapparat mit Rohrschelle.

Fig. 78. Rohrschelle mit Anbohrhahn und Entwässerung.

erfolgt (Fig. 79). Ist die Wandung desselben durchbohrt, so wird der Bohrer so weit zurückgezogen, daß der Konushahn wieder zugedreht werden kann, worauf das Abschrauben des Bohrapparates (Bohrratsche) und das Anschrauben eines Kniesaugers erfolgt, an welchen die Bleirohrleitung durch Lötung an-

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geschlossen wird. Vor dem Hause (am Trottoir) befindet sich der Hauptabsperrhahn mit Einbaugarnitur (Straßenventil), dessen Konstruktion aus Tafel X zu ersehen ist. Bis hierher werden diese „Hausanschlüsse“ in der Regel von der Gemeinde aus besorgt, und hat die letztere das Recht, das

Längenschnitt.

Querschnitt.

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Grundriß.

Fig. 80. Teiltopf mit Schacht.

Straßenventil, wenn nötig abzusperren. Die eventuelle Absperrung der Hausleitung durch den Hausbesitzer erfolgt durch einen eigenen, gewöhnlich im Keller situierten Haupthahn mit Handrad, hinter welchen der Wassermesser

gegebenenfalls eingebaut wird, zweigung der Bleirohrleitungen nach dem Garten, den Klosetts, Badezimmern und Küchenausläufen etc. erfolgen. Alle Klosettspülungen und Zapfhähne in Küchen und Korridoren sind mit Syphons zu versehen, überdies ist durch eine

Von dieser Stelle aus kann eventuell eine Ver-

separate Abfallrohrleitung (größere dünnwandige Eisenrohre) für den Abfluß des überschüssigen Wassers in den Hauskanal Sorge zu tragen. Die Spülung der Klosetts erfolgt seltener direkt aus der Druckleitung, sondern indirekt durch kleine, 6—15 1 fassende, 3—4 m über den Klosetts montierte Blechoder Gußeisenreservoirs, welche durch die Leitung gespeist und durch einen Schwimmkugelhahn in bestimmter Wasserhöhe abgeschlossen werden. (Mit 6 1 kann bereits bei Wassermangel eine genügende Spülung erzielt werden, obwohl in das Projekt 15 1 einzusetzen sind.) Für die Hausleitungen (Druckrohrleitung) werden jetzt allgemein geschwefelte Bleirohre verwendet und pflegt man nachstehende Lichtweiten zu geben: bis ca. 3 Ausläufen d = 13 mm d = 20 „ d = 25    „

bis 20—40 Ausläufen d = 30 mm, d - 40 „ d = 50    „

„ 40—60 „ 60—80

„ 10—20

wobei von d = 30 mm an nicht mehr Bleirohre, sondern Gußeisenrohre genommen werden. Die besonders bei kohlensäurereicherem Wasser empfohlenen Bleiröhren mit entsprechend starker Zinnmanteleinlage sind wesentlich teuerer, daher seltener in Verwendung genommen.

II. Teiltöpfe.

Der Hauptspeisestrang vom Hochreservoir zur Stadt wird in der Regel bis zu einem Straßenkreuzungspunkte geführt, von welchem nach 2 bis

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Luftventil.

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Fig. 81. Teiltopf im Detail (4armig).

Fig. 82. Schachtdeckel im Detail.

3 Richtungen die verschiedenen Hauptstränge des Stadtrohrnetzes abzweigen. Bei einer einfachen Gablung des Rohrstranges kann ein gewöhnliches Abzweigstück mit eingebauten Schiebern genügen. Zweigen jedoch drei oder mehr Leitungen von diesem den Beginn des eigentlichen Stadtrohrnetzes znmeist markierendem Punkte ab, dann kann an dieser Stelle ein Schacht

gebaut werden, welcher einen Teiltopf T mit den zugehörigen Absperrschiebern Sj bis s₄ (Fig. 80) enthält. Mit dem Teiltopfe kann zweckmäßig behufs zeitweiser Entlüftung ein Luftventil, welches am Deckel desselben angeschraubt ist, verbunden werden. Durch diesen Teiltopf wird gleichzeitig die Kontraktion des Wassers beim Eintritt in die Zweigleitungen auf ein Minimum herabgedrückt. Fig. 81 stellt das Detail eines vierarmigen Teiltopfes im Längenschnitt und Grundriß (halb Ansicht, halb Horizontalschnitt) dar. Die Dichtung des Deckels erfolgt durch einen runden Gummiring 10 mm Durchmesser. Der 45/60 cm weite Einsteigschacht ist durch einen schweren gußeisernen Schachtdeckel (Fig. 82) verschlossen und mit einem Riegelschloß absperrbar. Der Deckel selbst wird nach Öffnen des Schlosses mittels eines in der Mitte befindlichen losen Bolzens gehoben und seitwärts gelegt. Das Schachtobjekt ist wasserdicht zu mauern und einzuwölben.

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III. Schlammtöpfe.

An unzugänglichen oder schwer zugänglichen tiefsten Punkten der Rohrleitung, z. B. bei einer Unterfahrung eines Flusses, ist am tiefsten Punkte, der auf eines der beiden Ufer verlegt wird, oder dort, wo die Herstellung eines Spülauslasses nicht möglich oder zu teuer erscheint, ein Schlammtopf einzubauen, der als gewöhnlicher zweiarmiger Teiltopf mit tieferem Kessel konstruiert werden kann.

Die abgelagerten Sedimente sind natürlich nach längeren Zeiträumen zu entfernen. Mitunter wird in Fällen, wo das Wasser viel Luft mitführt, mit dem Schlammtopfe ein selbstwirkendes Luftventil (Fig. 83) verbunden, welches, mit einer hohlen Kupferblechkugel versehen, sich durch den inneren Druck des Wassers schließt. Sammelt sich in dem oberen Teil dieses Apparates viel Luft an, dann wird die Kugel herabsinken, die Luft ausblasen und das Ventil sich wieder schließen. Die Funktionierung dieser automatischen Luftventile ist jedoch keine sichere.

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10 Schrauben

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Fig. 83. Schlammtopf mit Luftventil.

IV. Luftventile.

An allen höchsten Punkten der Rohrleitung (Bruchpunkte in vertikalem und konvexem Sinne) ist für die Möglichkeit einer Entlüftung durch Einbauung von Luftventilen dort Sorge zu tragen, wo dieselbe nicht selbsttätig durch Auslaufbrunnen oder öfteren Gebrauch von Hydranten erzielt wird. Fig. 84 zeigt den Einbau, Fig. 85 das Detail eines Luftventiles mit Straßenkappe. Nach Lüftung einer kleinen Stellschraube wird der obere, mit 6 Seitenlöchern versehene Kopf so weit hinaufgeschraubt, daß diese Löcher mit der Mündung der Aufsatzröhre kommunizieren, worauf zuerst Luft ausbläst, dann Wasser

mit Luft (weißer Schaum) und zuletzt reines Wasser ausspritzt, worauf das Ventil wieder geschlossen wird. Ein solches Luftventil samt Einbaugarnitur

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Längenschnitt.

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Straßenkappendeckel. Fig. 84. Luftventil-Einhau.

Daraufsicht.

Mg. 85. Detail des Luftventiles.

Querschnitt.

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Ansicht.

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Mg. 86. Spülauslaß ohne Schacht.

Mg 87. Auslaufohjekt mit Froschklappe.

stellt sich auf 40 K ö. W., mechanische Luftventile mit einem Schacht und eisernen Deckel pro Stück auf 100 K.

V. Spülauslässe.

An den tiefsten Punkten der Rohrleitungen, also auch an den Enden der Rohrsti änge, kann eine Ausspülung und damit eine Reinigung des Rohr-

Querschnitt.

Längenschnitt.

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Grundriß,

Daraufsicht.

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Fig. 88. Spülauslaß mit Schacht.

netzes durch dortselbst angebrachte Hydranten, besser jedoch durch eigene Spülauslässe bewerkstelligt werden. Am einfachsten kann dies in der in Fig. 86 versinnlichten Weise dadurch erfolgen, daß am tiefsten Punkte ein T stück eingebaut und an dieses ein Ablaßschieber angeschlossen wird. Das durch Öffnen des Schiebers (Straßenkappe) mit Druck ausströmende Wasser reißt alle eventuellen Ablagerungen im Rohre mit und gelangt, durch ein Reduktionsrohr vermittelt, in die größer dimensionierte Ablaßleitung aus Steinzeug und durch diese in den nächstgelegenen Graben oder Bach. An diesem Punkte ist ein Auslaufobjekt zu bauen (Fig. 87).

Das letzte Rohr ist wieder aus Gußeisen und durch eine guß-

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Baud.

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Fig. 89.

Einsatzstücke mit verschraubbaren Übermuffen.

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eiserne sogen. Froschklappe verschlossen, welche durch den Druck des Wassers gehoben wird. In soliderer Weise und in Fällen, wo eine Messung des Wassers gleichzeitig mit verbunden werden soll, kann man den Spülauslaß in der aus Fig. 88 ersichtlichen Weise in Kombination mit einem Einsteigschachte durchführen und event. einen Teiltopf einschalten. Haben die Rohrleitungen ein sehr kleines Gefälle und ist der Wasserdruck ein so geringer, daß durch Spülauslässe die gewünschte Reinigung nicht erzielt werden

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Ansicht.

Querschnitt.

Querschnitt.

Fig. 90. Unterflurhydrant.

Ansicht.

Fig. 91. Oberflurhydrant.

kann, so müssen in die Rohrleitung in größereren Entfernungen Röhren mit eigenen Putzöffnungen (durch Deckel verschlossen) oder aber eigene Einsatzstücke mit verschraubbaren Übermuffen (Fig. 89) eingebaut werden, und erfolgt die Reinigung sodann mittels zylindrischer Stahldrahtbürste, welche an einem Doppelseile unter gleichzeitigem Wassereinfluß hin und her gezogen werden.

VI. Hydranten.

Um das Wasser dem Stadtrohrnetze für öffentliche Zwecke (Straßen-und Parkbespritzung) und Feuerlöschzwecke leicht entnehmen zu können, sind

d) Zweiarmiges Standrohr, mit Abschlußventilen.

b) Einarmiges Standrohr.

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in Entfernungen

ca. 100 m Hydranten einzubauen. Dieselben können entweder im Niveau der Straße liegen (Unterflurhydranten) oder aber in Form eines Ständers über Terrain sichtbar sein (Überflurhydranten). Die letzteren haben den Vorteil, im Winter stets leicht zugänglich zu sein, sind aber bedeutend teurer und können

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auf dem Verkehr nicht ausgesetzten

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c) Zweiarmiges Standrohr.

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a) Detailkonstruktion (im Querschnitt).

Fig. 92. Hydrantenstandrohre.

Orten plaziert werden. Unterflurhydranten können überallhin, entweder direkt auf die Rohrleitung oder seitwärts, gesetzt werden; in letzterem Falle werden sie auf einen Fußkrümmer aufmontiert.

Der Unterflurhydrant selbst besteht aus einem weiten Standrohr (Fig. 90), welches am unteren Ende mit einem Ventil verschlossen werden kann und am oberen Ende eine Ausweitung besitzt, welche als Auslauföffnung dient und mit einem sogen. Bajonettverschluß versehen ist. Die Öffnung des Fußventils erfolgt mittels einer Spindel, welche in dem Hydrantenrohr situiert

15*

und am oberen Deckel durch eine Stopfbüchse gedichtet ist. In der in Fig. 90 gezeichneten Stellung ist das Ventil geschlossen und tritt das im Hydrantenrohr stehen gebliebene Wasser durch eine im Fußventilgehäuse befindliche Öffnung in den Untergrund aus. — Der Hydrant wird selbsttätig entwässert. Beim Öffnen des Ventils wird diese Entwässerungsöffnung geschlossen. Die selbsttätige Entwässerung setzt das Vorhandensein eines durchlässigen Bodens und eines tiefer liegenden Grundwasserstandes voraus. Sind diese Bedingungen auf die Dauer nicht vorhanden, dann muß nach jedesmaligem Gebrauch des Hydranten, insbesondere im Winter, durch eine kleine Handpumpe die Entwässerung künstlich bewerkstelligt werden, um ein Einfrieren des Hydranten zu verhindern. Spindelaufsatz und Bajonettverschluß befinden sich in einer Straßenkappe, welche bei der Inbetriebsetzung des Hydranten zu öffnen ist. Auf die Ausflußöffnung wird ein Standrohr aufgesetzt, mit dem Bajonettverschluß durch einfache Umdrehung der Flügelschraubenmutter gedichtet und an die Ausflußöffnung der Spritzenschlauch angeschraubt. Beide müssen das übliche Normalfeuerwehrschlauchgewinde besitzen.

Die Hydrantenstandrohre (Fig. 92) können einen einfachen oder doppelten Auslauf mit oder ohne Abschlußventil besitzen.

Bei Nichtbenutzung beider Anschlüsse kann eine Öffnung mit einer Kapsel verschraubt werden. Die Unterflurhydranten werden mit 50, 65 und 80 mm Durchflußweite gebaut. Bei den Oberflurhydranten entfällt das Standrohr und wird der Schlauch direkt an eine der Kapseln des Hydrantenständers angeschraubt. Die Dimensionen der Oberflurhydranten sind mit Beziehung auf Fig. 91 nachstehende:

Durchmesser D

Höhe

des Ständers H

Höhe h der Ausflußöffnung vom Terrain

mm

mm

mm

30

850

600

40

850

600

50

950

650

60

950

650

70

950

650

80

1090

725

90

1090

725

100

1090

725

Die Anschaffungskosten samt Montierung stellen sich bei Unterflurhydranten inkl. kompletter Einbaugarnituren und Straßenkappen:

d= 80/65 mm auf ca. 85 K, d — 80/80    „    „    „ 100 „

bei Überflurhydranten d = 80/65 mm auf ca. 135 K pro Stück; ein Fußkrümmer für seitliches Setzen der Hydranten kostet 13 K, ein Stück Hydrantenstandrohr aus Kupfer mit messingenem Oberteil (2 teilig) mit Ventilen 125 K.

Hydrant Type Kaiserslautern mit selbsttätiger Entwässerung.

Die Guß- und Armaturen-Aktiengesellschaft in Kaiserslautern hat Ende 1912 eine neue patentierte Type für den Ventilverschluß und die selbsttätige Entwässerung bei Oberflur- und Unterflurhydranten konstruiert, welche wesentliche Vorteile rücksichtlich dieses Konstruktionsteiles bietet.

Das Hydrantenventil liegt vollständig geschützt in einem runden Gußeisengehäuse. Die Entwässerungsvorrichtung liegt am tiefsten Punkte des Hydranten-Schachtrohres; es entwässert den Hydrant ca. 400 mm tiefer als

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Fig. 93.

Fig. 94.

Hydrant (Type Kaiserslautern).

bei der heute allgemein eingeführten Konstruktion der seitlich und über dem Hydrantenventil angebrachten Entwässerungsöffnung. Es bleibt also einerseits absolut kein Wasser im Rohr stehen, wodurch andererseits jede Verunreinigung ausgeschlossen erscheint.

Nachdem der Hydrant mitunter monatelang nicht benützt wird, so kann das von der letzten Inbetriebsetzung des Hydranten im Ventilunterteil zurückbleibende Wasser leicht in Fäulnis übergehen; insbesondere bei Unterflurhydranten kann auch durch die Straßenkappe, namentlich bei Regenwetter, eine Verunreinigung eintreten und damit auch bei Undichtheit des Hydranten eine Infektion des Wassers in den Rohrleitungen eintreten. Wenn auch in den meisten Fällen nicht wahrscheinlich, so hegt eine solche Verunreinigung

der alten Ventilsysteme gewiß nicht im Bereiche der Unmöglichkeit, während bei der vorliegenden neuen Type auch jede Möglichkeit einer Infektion ausgeschlossen ist, nachdem die Ventilkonstruktion von einem separaten Gußeisengehäuse umschlossen von dem Hydrantenstandrohr gänzlich isoliert erscheint.

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sind also etwas niederer als die heutigen Preise der Hydranten älterer Systeme und wesentlich niederer als die früheren Preise, wie solche in der

II. Auflage dieses Handbuches noch angegeben erscheinen.

Auch ist der Abschluß dieser Entwässerungsöffnung ein entschieden besserer; es entfällt ferner der Fußkrümmer.

In Figur 93 und 94 erscheint die Konstruktion dieser neuen Type dargestellt, und zwar in den zwei Lagen: Hydrantenventil v₁ geschlossen, Entwässerung v₂ offen und Hydrantenventil vt offen und Entwässerung v₂ geschlossen.

Der übrige Aufbau beim Ober- und Unterflurhydranten ist nahezu der gleiche wie bei der alten Type Bopp & Reuther.

VII. Die öffentlichen Auslaufbrunnen.

Dieselben können permanent laufende Brunnen oder sogen. Sparbrunnen (mit intermittierendem Ausfluß) sein. Die ersteren werden keiner besonderen mechanischen Einrichtung, sondern nur eines Regulierhahnes bedürfen, mittels welchem das Ausflußquantum geregelt wird. Die bauliche Konstruktion eines solchen Brunnens kann etwa nach Fig. 95 erfolgen (Kosten samt Schacht ca. 240 K). Um jedoch die Wasserabgabe ökonomischer zu gestalten, wird man zumeist Sparbrunnen bauen, bei welchen nur durch Druck an einen Hebel oder einen Knopf das Wasser entnommen werden kann. Bei diesen Brunnen muß jedoch nach erfolgter Wasserentnahme das in der Aufsteigröhre verbliebene Wasser sofort wieder in die frostfreie Tiefe hinabsinken, um ein Einfrieren der Brunnenröhre zu vermeiden. Dieses Wasser kann entweder in den nächsten Kanal abfließen oder es sammelt sich in einem Zylinder an, um bei der nächsten Entnahme mit frischem Wasser gemischt wieder zum oberirdischen Ausflusse zu gelangen. Diese letztere Art der Konstruktion rechtfertigt die Bezeichnung Sparbrunnen, während bei der ersteren Art eine einfache Entwässerung wie bei den Hydranten stattfindet, und welche Brunnen nach Type Fig. 95 gebaut werden können.

Eine rationelle Konstruktion eines Sparbrunnens ist aus Fig. 96 (Patent Bopp und Reuther in Mannheim) zu entnehmen. Will man Wasser entnehmen, so drückt man auf den Hebel J, welcher Druck sich auf die Zugstange g (Belastungsgewicht) überträgt; hierdurch wird dieses gehoben resp. das damit fest verbundene Brunnenventil / geöffnet und das Entwässerungsventil v geschlossen. Das Wasser tritt nun durch die Ventilöffnung in den Raum zwischen Ventilkegel und Ventilsitz durch die vier im Ventilkegel

sich befindlichen Schlitze in den Injektor (Saugapparat), wo es durch dessen saugende Wirkung den elastischen Gummiring m anhebt, das im unteren Teile des Schachtrohres stehende Wasser selbsttätig durch die Öffnung in der Pfeilrichtung nach dem Steigrohre t ansaugt und mit zum Ausflusse bringt. Nach Loslassen des Hebels J schließt das Ventil selbsttätig durch die Zugstange (Belastungsgewicht) ab, wobei sich das Entwässerungsventil v öffnet und dem im Steigrohre^ stehen gebliebenen Wasser den Rücktritt in

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den unteren Raum des Schachtrohres

gestattet, von wo es bei der nächsten

Wasserentnahme durch den Injektor e wieder angesaugt und mit dem übri- j||Sf§ gen Wasser zum Abflüsse gebracht wird.

Man erkennt, daß durch diese Einrichtung eine Wasserverschwendung und ein Einfrieren des Steigrohres absolut unmöglich ist und kein Entwässerungswasser abgeleitet werden muß. Die Vorzüge dieses Systems sind insbesondere folgende:

1.    Einfachste Konstruktion, wobei jeder Teil seinem Zweck entsprechend auf das Solideste ausgeführt ist, daher geringstes Reparaturbedürfnis.

2.    Keine Stopfbüchsendichtungen.

8. Leichte und schnelle Zugänglichkeit aller beweglichen Teile durch einfaches Lösen einiger Schrauben, ohne den Brunnen ausgraben oder die Brunnensäule abschrauben zu müssen.

4.    Kein gemauerter Schacht; statt dessen ein einfaches billiges Mantelrohr.

5.    Zum Schutz gegen Einfrieren des Steigrohres schnellste Entwässerung desselben durch ein genügend großes Entwässerungsventil in den untersten Raum des Schachtrohres, ohne jedoch dieses Wasser ableiten zu müssen.

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Fig. 95. Einfacher Ventilbrnnnen mit Schacht.

6. Verlegung aller beweglichen, mit Wasser in Berührung stehenden Teile in den untersten Raum des Schachtrohres, wodurch auch ein Einfrieren

derselben verhindert und gerade daduxxh sicherste Funktion und einfachste Anordnung erreicht wird.

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7.    Durch Anwendung eines elastischen Gummiringes an den Säugöffnungen des Injektors ist einem Anfüllen des Schachtrohres mit Wasser beim Zuhalten des Auslaufs vorgebeugt.

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8.    Möglichste Entlastung sämtlicher Teile von den in der Leitung vorkommenden Stößen:

a)    durch möglichst stoßfreien Schluß des Brunnenventils, da derselbe gegen die Strömung erfolgt,

b)    durch Benutzung des Schachtrohrunterteils als Windkessel,

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c)    der Brunnen wirkt als Sicherheitsventil, da der Abschluß durch ein Gewicht für eine bestimmte Anzahl von Atmosphären hergestellt ist.

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Die Kosten eines solchen Sparbrunnens belaufen sich auf ca. 400 K ö. W.

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Fig. 96. Sparbrunnen Patent Bopp und Reuther.

Fig. 97 zeigt den Querschnitt einer ähnlichen Konstruktion mit Injektor und Windkessel; der letztere dient zur Aufhebung bezw. Milderung der hydraulischen Stöße, wenn der Rohrleitungsdruck ein sehr großer ist. Das Wasser tritt durch den Sauger p (Messing), welcher in das Bleirohr a eingelötet und durch den Holländer b mit dem Gußrohr c {d = 15 mm) verbunden ist, in das Gehäuse d ein. Die vollschraffierten Schnitte bedeuten Gußeisen, die gestrichelt schraffierten Schnittflächen Messing oder Rotguß

(Bronze). Das Ventil g befindet sich in einem durchlöcherten Kupferkorb (Sieb) e, welcher jede Verunreinigung des Ventilsitzes durch Sandkörner etc. verhindert.

Durch eine Spiralfeder f wird das Ventil g an den Ventilsitz angepreßt. Mit dem Ventil steht unterhalb ein mit Öffnungen o versehener Kolben in Verbindung. Das Ventil g ist im Schnitte CD dreieckig und geht die volle, runde Ventilspindel weiter aufwärts in die röhrenförmige Hebeldruckstange s über.

Wird nun die letztere nach abwärts gedrückt, so tritt das unter Druck im Kessel d stehende Wasser durch das Sieb e und das Ventil g in die

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Fig. 97.

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Meclianismus eines Sparbrunnens mit Injektor und Windkessel.

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Das Wasser aus dem Steigrohr fließt durch die vier

Öffnung h, von hier in den Injektor J und weiter in das an letzterem an geschraubte Ausflußrohr (Steigrohr) und gelangt endlich zum Ausfluß. Beim Auslassen des Hebels wird durch die Spiralfeder / das Ventil geschlossen, wobei der Kolben o ein zu rasches Schließen und damit größere hydraulische Stöße verhindert.

schrägen Öffnungen i des Injektors aus und sammelt sich teils im Raume h}

teils im Mantelrohre / an. des Wassers durch den konisch gebohrten Injektor unterhalb ein Vakuum

Mantelrohre in der

Da beim Öffnen des Ventils resp. Durchströmen

im

i an-

(Luftverdünnung) entsteht, so wird gleichzeitig das i frostfreien Tiefe angesammelte Rückfallwasser durch die Öffnungen gesaugt und gelangt, gemischt mit frischem Wasser, zum Ausflusse.

Eine neue 1912 von der Guß- und Armaturen-Aktiengesellschaft in Kaiserslautern konstruierte Type eines Injektor-Sparbrunnens erscheint in Fig. 98 dargestellt, und zwar nur rücksichtlich des untersten Teiles (Ventil, Rohrteiler) und des Kopfes des Brunnenständers mit dem Auslaufe und Handhebel.

Die Form des oberirdischen Ständers und des unterirdischen Brunnen-Schachtrohres R ist die gleiche, wie bei den älteren Typen, nur sind beide hier aus einem Stück gegossen, so daß eine Verunreinigung an der Dichtungsstelle im Niveau der Straße, welche bei den älteren Konstruktionen vorhanden ist, ausgeschlossen erscheint. Nach Abnahme der Haube des Brunnenständers ist die Herausnahme sämtlicher Innenteile und somit auch die Revision derselben leicht ermöglicht. Das beim Schließen des untersten

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Fig. 98. Ventilbrunnen (Type Gußwerk Kaiserslauten).

Einlaufventiles im Steigrohre s in die frostfreie Tiefe herabsinkende Wasser wird beim Öffnen durch den Injektor wieder vollkommen angesaugt und ge-angt mit frischem Wasser gemischt zum Auslauf. Nachdem die Injektoröffnungen e am tiefsten Punkte des Schachtrohres R liegen, bleibt kein Rest des alten Wassers in demselben stehen.

Durch die Anordnung eines hydraulischen Puffers P wird ein stoßfreier Ventilschluß ermöglicht. Eine Putzschraube b am tiefsten Punkte gestattet eine event. notwendige Reinigung des untersten Schachtrohrteiles, sowüe ein Sieb, das event. Verlegen des Fußventils durch vom Wasser mitgeführte feste Körperteilchen, Schlamm etc. verhindert.

Die Hebung des Ventiles erfolgt durch ein Schmiedeeisenrohr r} welches gleichzeitig als Schutz des schwächeren Steigrohres s dient. Die Entlüftung des letzteren am höchsten Punkte erfolgt durch ein Luftventil l, durch welches gleichzeitig eine Saugwirkung beim Herabsinken des Wassers im Steigrohre nach Abschluß des Einlaufventiles vermieden wird.

Das Heben des Fußventiles mittels der Rohrstange v erfolgt durch einen Handhebel h, der mit der Hebelwelle iv fest vernietet ist; nachdem frei zugängliche Muttern, Splinte etc. nicht vorhanden sind, ist auch ein Lockerwerden oder Abfallen des Handhebels ausgeschlossen. Ein in der Brunnenhaube situiertes Gewicht G bringt das Rohr r und damit das Fußventil in die ursprüngliche Lage zurück.

Endlich kann noch hervorgehoben werden, daß infolge der eigenartigen Formgestaltung der Auslaufmündung ein absichtliches vorübergehendes Abschließen derselben mit der Hand etc. und das dadurch bewirkte Anfüllen des Schachtrohres und Ständers mit Wasser verhindert wird.

Eine weitere Konstruktion, der im Handel „Viktoriabrunnen“ genannte Ventil-Injektor-Sparbrunnen, ist durch Fig. 99 dargestellt, und zwar ebenfalls blos der Kopf und Fußteil des Rohrschachtes.

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Fig. 99. Viktoria-Brunnen.

befestigt ist.

Handhebel h, das selbsttätige Schließen wird durch das Gewicht G besorgt. Die Auslaufdüse hat hier eine andere Form und ist aus Messing hergestellt.

Die untere Ventil- und Injektorkonstruktion, ähnlich aller bisher beschriebenen Typen, zeigt außer dem Steigrohr s und dem Ventilheberohr r noch ein drittes Schutzrohr, an welches das Einlaufgehäuse mit dem Sieb Das Heben des Ventiles bezw. des Rohres r erfolgt durch den

An den Endstrecken längerer Leitungen oder an höchsten Punkten werden mitunter kombinierte Auslaufbrunnen eingeschaltet, welche permanent, jedoch sehr schwach laufen und erst beim Niederdrücken des Hebels das volle Wasserquantum liefern. Hierdurch wird einerseits das Wasser in dem Rohrstrange vor Stagnation bewahrt, also immer frisch

erhalten, andererseits auf hohen Punkten eine Entlüftung bewirkt. Fig. 100 zeigt eine Konstruktion derartiger kombinierter Auslaufständer. Eine kleine Umlaufleitung, welche durch einen kleinen Konushahn in ihrer Ergiebigkeit

Fig. 100. Mechanismus eines Sparbrunnens, kombiniert mit permanentem Ausfluß.

beliebig reduziert, auch ganz abgesperrt werden kann und in das Steigrohr mündet, liefert das permanente Ausflußquantum, während das durch einen größeren Hahn regulierbare Konsumquantum beim Niederdrücken des Hebels bezw. des Fußventiles durch einen Kolben direkt in das Steigrohr eintritt. Beim Auslassen' des oberirdischen Hebels wird durch einen zweiten unterirdischen Hebel der Kolben und damit die Hebelstange in die Höhe gezogen und das Ventil durch eine Spiralfeder wieder geschlossen. Kolben und Windkessel haben denselben Zweck wie bei der früher besprochenen Konstruktion von Sparbrunnen, und dient der Raum unter dem Kolben als Reservoir für das Abfallwasser, wenn die Umlaufleitung für permanenten Ausfluß ganz abgesperrt, also der Brunnen nur als Sparbrunnen benutzt wird.

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a) Trinkwasserbrunnen in Hamar.

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b) Auslaufständer in Drontheim.

Fig. 101. Auslaufbrunnen norwegischer Wasserleitungen.

c) Auslaufständer in Bergen.

Der Kuriosität und Einfachheit der Konstruktion wegen wurden in Fig. 101 drei norwegische Auslaufbrunnen abgebildet:

a)    permanent fließender Trinkwasserbrunnen für die Eisenbahnstation Hamar;

b)    die Type der Auslaufbrunnen des Wasserwerkes in Drontheim, bei welcher das Steigrohr gleichzeitig mit der Hebel- bezw. Ventilstange kombiniert ist;

c)    Auslaufbrunnen der Wasserleitung in Bergen mit Niederschraubventil.

Die beiden letzteren Typen können jedoch zur Nachahmung nicht anempfohlen werden.

VIII. Rückschlagklappen.

Die Rückschlagklappen haben den Zweck, ein Zurückströmen des Wassers zu verhindern. Sie finden ihre Anwendung insbesondere bei der mechanischen Einrichtung der Hochreservoire, aber auch bei Druckleitungen.

Die um die Achse bei m drehbare Klappe k (Fig. 102) lehnt sich an den Ventilsitz, in den ein Bronzering, ähnlich wie bei den Wasserleitungsschiebern eingesprengt ist, auf welchen der in der Gußeisenklappe eingelassene Bronzering wasserdicht anliegt und bei einer Gegenströmung angepreßt wird.

Bei großer Lichtweite des Rohres wird es sich empfehlen, diese Rückschlagklappen mehrteilig anzuordnen.

Fig. 102. Rückschlagklappe.

IX. Rohrbruchventile.

Beim normalen Durchfluß des Wassers durch den Rohrstrang wird das Ventil durch das auf dem Hebel a b sitzende verschiebbare Gewicht g in der in Fig. 103 angezeigten Lage erhalten, in welcher der Durchfluß gestattet ist. Die Entfernung des Gewichts g vom Drehpunkt a des Hebels wird entsprechend der normalen Durchflußgeschwindigkeit empirisch bestimmt. Tritt nun infolge eines größeren Rohrbruches eine wesentlich größere Durchflußgeschwindigkeit auf, so wird die bedeutend vermehrte lebendige Kraft des fließenden Wassers das auf das Ventil einwirkende Moment des Gewichtes </ überwinden und das Ventil auf den Ventilsitz cd angepreßt und so ein wasserdichter Abschluß bewirkt.

Verhinderung des bei plötzlichem Abschließen der Öffnung ein tretenden hydraulischen Rückstoßes ist mit dem Ventil ein Bremskolben k verbunden, welcher beim Vorwärtsbewegen die Luft in dem Gehäuse (Kolbenkasten) tu comprimiert, die letztere also als Stoßpolster funktionierend, ein langsames Schließen des Ventiles

Um nun das einseitig belastete Ventil nach Behebung des Rohrbruches wieder leicht öffnen zu können, ist die Anwendung einer Umgangsleitung mit einem Absperrventil notwendig,

Ventil V anschließenden Rohrstranges einen Druckausgleich zu ermöglichen.

Solche Rohrbruchventile können der Sicherheit wegen zwei Stück in einem Schacht eingebaut werden. Die in Fig. 103 dargestellte Type wird der Firma Bopp & Reuther erzeugt.

Diese automatisch wirkenden Ventile finden wohl Wendung, namentlich bei den Tiefpunkten steil abfallender Hauptstränge Hochreservoir zur Stadt, weil dort im Falle eines Rohrbruches außer dem

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Fig. 103. Rohrbrucliventil.

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durch die Füllung des hinter dem

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bedeutenden Wasserverlust und der Betriebsstörung auch das mit sehr großer Geschwindigkeit herabfließende Wasser sehr bedeutende Schäden verursachen würde.

X. Druckreduzierventile.

Dieselben dienen zur Herabminderung eines mit Rücksicht auf die maximale Belastung der Wasserleitungsröhren zu hohen Druckes auf das normale Maß.

Wie an anderen Orten hervorgehoben, werden sowohl die Röhren wie die Installationsartikel auf einen normalen Betriebsdruck von 10 Atmosphären hergestellt, nachdem infolge eintretender hydraulischer Stöße dieselben mitunter sich auf das Doppelte des normalen Betriebsdruckes steigern. Liegt also beispielsweise die Quellfassung oder das Hochreservoir gegenüber den tiefsten Punkten des Stadtrohrnetzes wesentlich über 100 m hoch, so muß für diese Tiefpunkte eine Entlastung geschaffen werden, wenn die normalen

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Röhren und Installationsartikel Verwendung finden sollen. Man wird dann das Rohrnetz meist in 2 oder mehrere Druckzonen einteilen und dazwischen Entlastungsschächte oder aber Reduzierventile einschalten. Die Konstruktion solcher Druckregulatoren ist eine verschiedene. In Fig. 104 erscheint eine Type dargestellt, wie solche von der Firma Bopp & Reuther gebaut wird.

Das unter hohem Druck bei A zufließende Wasser tritt am Ventilteller t aus, welcher durch den kleinen Kolben K entlastet ist, und kann dieses Ventil nur durch den Druck der Spiralfeder f geöffnet werden, wenn der unter dem großen Kolben K Fig. 104. Druckreduzierventil. entgegengesetzte reduzierte Wasserdruck kleiner ist

als die Spannkraft der Spiralfeder, welche reguliert werden kann. Es kann also die Reduktion innerhalb gewisser Grenzen stetig erzeugt und erhalten werden, und wird die Größe derselben an einem hinter dem Ventil eingeschalteten Manometer abgelesen.

Im Interesse der Sicherheit bezw. Aufrechterhaltung des Betriebes erscheint es ratsam, zwei solcher Ventile einzubauen, um event. eine Auswechslung eines schadhaften Ventiles leicht vornehmen zu können.

XI. Apparat zur Entnahme konstanter Quantitäten aus Behältern mit variabler Druckhöhe.

Konstruiert von Oberingenieur Rudolf Müller-Wien (1912).

Haben Behälter blos eine Stauhöhe von 2—8 m, so läßt sich durch eine geeignete Schwimmereinrichtung eine konstante Quantität ziemlich exakt entnehmen. Die Schwimmer mit vertikalen Tubusröhren, wie solche hinter den Filtern zur Abführung des Reinwassers vielfach zur Verwendung gelangen, besitzen starke Reibungswiderstände in den Stopfbüchsen, so daß beim Niedergehen des Schwimmers die Überfallkante zu hoch, beim Hochgehen aber zu niedrig steht, die Abflußquantitäten daher keine konstanten sind.

Bei Schwimmern, welche sich um eine horizontale Achse drehen, ist der Fall ähnlich, doch läßt sich hier der Überfall derart verengen, daß eine geringe Mehr- oder Mindertauchung des Schwimmers nur einen kleinen Quantitätsfehler ergibt; auch kann die drehende Reibung im Gelenke viel geringer gehalten werden, wie die Reibung einer Stopfbüchse.

Gute Wirksamkeit wird erhalten, wenn die Schwimmerrohre den möglichst geringsten Durchmesser erhalten und die Wandstärke derselben, daher auch das Eigengewicht der beweglichen Teile, so klein wie möglich gehalten wird, damit bei den verschiedenen Neigungen des Apparates kein zu großer Unterschied in den Gewichten der eingetauchten Rohrteile entstehen kann. Dagegen sollen die Schwimmblasen sehr groß gemacht werden, damit die Eintauchtiefen des Schwimmers und zugleich auch die Eintauchtiefen der Einlauf- und Durchlauföffnung nur äußerst geringen Schwankungen unterliegen können.

Direktor Ribera erfand vor Jahren einen Apparat, der die Möglichkeit bot, aus Behältern mit veränderlichem Inhalt konstante Wasserquantitäten zu entnehmen, doch mußte für jede Entnahmsquantität ein eigener Apparat in Verwendung genommen werden.

Figur 1 a.

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Diese Apparate wurden bei den Bewässerungsanlagen in der Umgebung Madrid in Anwendung gebracht, dienten Entnahme konstanter Quantitäten aus dem Hauptbewässerungskannal, in welchem die Wasserspiegelschwankung bloß 2 m betrug, wobei das Wasser nach Einheitspreis verkauft wurde.

Die Anwendung der Apparate lieferte für die vorhandenen praktischen Erfordernisse ziemlich gute Resultate, doch bedingte dieselbe nennens werte GefällsVerluste, weil das Wasser unterhalb des Apparates frei aus fließen mußte.

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Fig. 105. Apparat zur Entnahme konstanter Quantitäten.

einem kreisrunden Tauchkolben aus Holz,

Der Apparat bestand aus der durch einen Schwimmer getragen, zentrisch in eine kreisrunde Öffnung Der Tauchkolben hatte eine derartige Form, daß der freie Durchfluß

ragte.

querschnitt immer der Druckhöhe entsprechend gemacht werde (Fig. 105). Die Nachteile dieses Apparates bestehen darin, daß 1. der Schwimmer in den tieferen Stellungen durch das ausströmende Wasser

irritiert wird;

2. bei der Verjüngung des Tauchkolbens der horizontale Durchflußquerschnitt nicht mehr als freier Durchflußquerschnitt betrachtet werden kann, da die freie Öffnung nach Fig. 105 nur b statt a besitzt. Die Differenzen zwischen b und a werden gegen den Scheitel des Tauchkolbens immer größer.

mehr die Durchgangsbreite

3. Durch die nach unten verbreiterte Form des Tauchkolbens das ausströmende Wasser auf diesen eine Saugwirkung ausiiben muß, die das

Bestreben hat, den Kolben nach abwärts zu ziehen.

Sollen diese angeführten Übelstände vermieden werden, so wird der an und für sich sehr einfache Apparat wesentlich komplizierter, wobei wieder andere Nachteile hervorgerufen werden.

Oberingenieur R. Müller hat nun einen Apparat konstruiert, welcher auch großen Stauhöhen entspricht, und nicht nur wegen seines Prinzipes, sondern auch wegen seiner Ausdehnbarkeit auf die verschiedensten Größenverhältnisse in bezug auf konstantes Durchfluß-(Entnahms-) Quantum und veränderlicher Druckhöhe allen Anforderungen gerecht wird.

Ein einziger Apparat ist imstande, schon weit auseinanderliegenden Ansprüchen zu genügen, doch wird man sich immerhin gewisse Einschränkungen auferlegen müssen und nicht verlangen, daß ein einziger Apparat allen Verhältnissen gerecht werden soll.

Den vollständig fertig konstruierten Apparat zeigen die Fig. 1 bis 10 der Tafel XXIV.

Für den variablen Druck wurden Schwankungen von Null bis 10 m angenommen, wobei das konstante Abflußquantum alle Werte von Null bis 20 sl. annehmen kann.

Das Prinzip des Apparates beruht darauf, daß der variable Druck auf einen Kolben und durch diesen auf eine Rolle mit bestimmtem Durchmesser wirkt, wobei auch entsprechend variable Druckmomente entstehen. Zur Druckausgleichung ist ein Gewicht von bestimmter Größe vorgesehen, das an einer Kurve hängt, welche die jeweilig notwendigen variablen Hebelarme ergibt, so daß hier Momente erzeugt werden können, welche den Druckmomenten, vom Kolben hervorgebracht, jeweilig ganz gleich sind.

Die Kurve ist mit der Rolle fest verbunden, dreht sich mit derselben um eine gemeinschaftliche Achse und zwar in der Weise, daß ein beliebiger Wasserdruck am Kolben, multipliziert mit dem konstanten Halbmesser der Rolle, immer gleich wird dem konstanten Gewichte, multipliziert mit dem erzeugten Hebelarme an der Kurve.

Jede Druckveränderung am Kolben verschiebt diesen so lange, bis für das Gewicht selbsttätig der richtige Hebelarm, welcher beide entgegengesetzt wirkende Momente gleich werden läßt, gefunden ist.

Die hierbei entstehende, im vorliegenden Apparat horizontale Verschiebung des Kolbens wird nun dazu benutzt, die Ausflußöffnung, in unserem Falle eigentlich die zwei zur Horizontalchse symmetrisch aber einander entgegengesetzt gelegenen Ausflußöffnungen, durch zwei Flachschieber derart zu regulieren, daß diese Ausflußöffnungen bei kleinem Druck größer, bei großem Druck kleiner werden, so daß die Abflußquantität bei geeigneter Form der Kurve immer die gleiche bleibt.

Um aber diese konstanten Abflußquantitäten nach ihrer Größe verschiedenartig gestalten zu können, das heißt um beispielsweise je nach Belieben drei, vier oder mehr Sekundenliter als konstante Größe nach dem

variablen Drucke im Behälter zum Abflüsse bringen zu können, ist noch ein Hand stellbarer Rundschieber vorhanden, mit welchem die beiden Ausflußöffnungen, in der zu den beiden Flachschieberbewegungen senkrechten Richtung, vergrößert oder verkleinert werden können, wobei die durch diesen Rundschieber nicht gedeckten Ausflußöffnungen doch zur Horizontalachse symmetrisch bleiben, das heißt, wobei die eine nicht gedeckte Öffnung dasselbe Maß oberhalb, als die andere unterhalb der Horizontalachse zu liegen kommt, so daß letztere den Ort angibt, von welchem aus die Druckhöhe über den Ausflußöffnungen zu rechnen ist.

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Wie aus den Zeichnungen auf Tafel XXIV zu ersehen ist, bildet die Rundschiebereinrichtung einen ganz separierten Bestandteil des Apparates, der mit den übrigen bewegten Teilen in keinem weiteren Zusammenhang steht.

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Ein Schneckenrad mit Kurbel und eine Zeigereinrichtung dienen genauen Einstellung des Rundschiebers.

Der Druckkolben liegt in derselben horizontalen Achse, wie die Achse der Ausflußöffnungen, so daß für denselben immer die gleichen Druckhöhen wie dort maßgebend sind.

Aus den Zeichnungen der Tafel XXIV ist weiter zu ersehen, auf welche Weise die Gestängeführung zwischen Flachschiebern und Kolben eingerichtet ist, so zwar, daß das Stahlband der Rolle in der horizontalen Mittelaxe liegt und noch Raum für die freie Beweglichkeit der Kurve und des equilibrierenden Balancegewichtes verbleibt.

A.n dem Zylinder des Kolbens ist ein kleiner Windkessel mit Manometer, Dreiweghahn zur Ent- und event. Belüftung und Wasserstandsglas angebracht, welcher direkt mit dem Staubehälter mittels durch Schieber absperrbarer Rohrleitung d — 40 mm verbunden ist.

Das Hauptabflußrohr d = 150 mm ist auch durch Schieber absperrbar gemacht, damit der ganze Apparat ausgeschaltet werden kann.

Der Apparat besteht eigentlich aus zwei Hälften verschiedener hohler Gußteile, welche mittels eines Gußrahmens, durch Verschraubung an denselben, miteinander fest verbunden werden, so daß er in sich ein festes Ganzes bildet und irgendwo außerhalb und in der Nähe der Staumauer oder des Staudammes aufgestellt und event. durch ein überbautes Häuschen gegen Wettereinflüsse und unberufenes Publikum geschützt werden kann.

Nun sind aber für den Apparat noch einige Zutaten notwendig, die nachfolgend erörtert werden.

Die theoretische Gleichgewichtslage des Apparates wäre nach den bis jetzt erwähnten Teilen bei jeder Stellung des Kolbens und der Flachschieber vollständig gewährleistet, wenn in den bewegten Teilen nicht auch noch mehrere Reibungswiderstände zu überwinden wären, welche nicht so ohne weiteres vernachlässigt und auch nicht so leicht eliminiert werden können, weil dieselben sowohl im positiven als negativen Sinne, d. h. bei der Bewegung der Schubvorrichtung sowohl nach vor- als nach rückwärts und noch dazu nach jeder Ruhestellung der bewegten Teile ebensowohl nach vor-als auch nach rückwärts zur Wirkung kommen können, da der Druck im

16

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Dieser Übergang findet wohl kaum momentan statt, denn derselbe wird zumeist derart eintreten, daß nach einer längeren Zeitperiode, in welcher der Zufluß z. B. zu klein war, bei irgendwelcher Schieber- und Kolbenstellung ein Stillstand in der Bewegung eintritt, worauf dann durch Anwachsen der Zuflußquantität die Bewegung des Apparates nach der anderen Richtung eingeleitet wird und ebenso beim gegenteiligen Falle.

Staubehälter in jedem Momente zu- oder abnehmen kann, je nachdem der variable Zufluß des Staubehälters gegenüber der konstanten Entnahme wachsend oder abnehmend ist oder je nachdem bei einer gewissen Stellung des Apparates ein zu kleiner Zufluß in einen zu großen übergeht oder umgekehrt.

Daher läßt sich gar kein Konstruktionsteil, welcher zur Herstellung des jeweiligen Gleichgewichtszustandes dient, derart ändern, daß auch die Reibung mit berücksichtigt, das heißt aufgehoben wäre, weil immer in der einen Bewegungsrichtung ein Plus, in der anderen ein Minus an Kraft notwendig wäre.

Wollte man zu dieser Prozedur den Behälterwasserdruck bei Anwendung eines eigenen zweiten Kolbens benützen, so könnte ein Pendelgewicht oder dergl., welches die Kraft für die Reibungswiderstände abgibt, umgesteuert werden, doch würde zu viel Zeit vergehen, ehe die veränderliche Druckhöhe diese Umsteuerung besorgen würde, so daß während dieses Zeitaufwandes entweder zu kleine oder zu große Quantitäten abfließen würden, wodurch der konstante Abfluß illusorisch gemacht würde.

Wollte man das an der Kurve hängende Gewicht durch ein gefülltes Wassergefäß vergrößern und durch das ausgeleerte Gefäß verkleinern, gäbe es komplizierte Einrichtungen, besonders dann, wenn man für diesen Zweck nicht unnützerweise viel Wasser vergeuden will.

In folgend beschriebener Einrichtung scheint es nun gelungen zu sein, auf einfache Weise den gesamten Reibungseffekt und zwar bei jeder Apparatstellung und für beide Bewegungsrichtungen zu eliminieren.

Dieselbe ist bei allen Gattungen von Behältern mit veränderlichem Wasserspiegel gleich gut anwendbar und besteht der Hauptsache nach in einem Schwimmer, welcher auf jede Wasserspiegeländerung sofort ausgezeichnet reagiert. Dieser Schwimmer, mit genügend Aktionskraft, bewegt ein über Rollen gehendes, mit Gegengewicht gespanntes Drahtseil oder einen sehr biegsamen, gespannten Draht.

Dieses Drahtseil (Draht) wird in der Nähe des Entnahmeapparates von einer Klemmvorrichtung, befestigt an einer Kette ohne Ende, die über zwei Rollen geht, wovon die eine direkt mit der Kurven- resp. Rollenachse verbunden ist, derart umspannt, daß damit genau soviel Reibung erzeugt wird, als diejenige ist, welche der Entnahmeapparat zu überwinden hat. Diese Reibung wird durch den Schwimmer immer in der Bewegungsrichtung des Apparates erzeugt.

Das Drahtseil oder der Draht des Schwimmers macht bei unserer Annahme einen maximalen Weg von 10 m, während die Klemmvorrichtung, mit Einbeziehung der Rollenübersetzung von 2 zu 5, im Maximum nur auf

81 x 5

2    mm mitgenommen werden kann, daher beim Durchzug des

Seiles oder Drahtes durch die Klemmvorrichtung immer das Bestreben vorhanden ist, so viel Klemmreibung zu machen, als der Apparatreibungswiderstand beträgt.

Diese Reibungswiderstände lassen sich bei leerem Apparat sehr gut ermitteln, so daß man immer in der Lage ist, die Klemmung derart zu regulieren, daß ihr Widerstand den Gesamtreibungswiderständen des Apparates entspricht.

In dem bezüglichen Aufsatz Müllers (österr. Wochenschrift f. d. öffentl. Baudienst, Heft 20, Jahrgang 1912) sind alle Berechnungen detailliert durchgeführt und muß diesbezüglich auf diese Publikation verwiesen werden.

Dieser Apparat läßt sich auf vielfache Weise verwenden:

1.    Zunächst zur Abgabe konstanter Quantitäten aus Staubehältern für Bewässerungs- und Industriezwecke,

2.    für die Beschickung von Filtern bei Trink- und Nutzwasserleitungen,

3.    für Wasserreinigungsanlagen verschiedener Art,

4.    für die Beschickung der Filter bei Kloake-Reinigungsanlagen etc.

Eine weitere Anordnungsart könnte

5.    bei Schutzsperren mit selbsttätiger Entleerung gefunden werden. Die Schutzsperren mit offenem Grundablaß geben während der Füllung zunehmende Quantitäten ab, bis das maximale Quantum bei vollem Behälter erreicht ist. Bei folgender Entleerung nehmen dann diese Quantitäten wieder kontinuierlich ab, bis das Geringstquantum, das Niederwasser des Gerinnes, übrig bleibt.

Die Abflußquantitäten der größeren Stauhöhen geben aber im Grundablaß derartig große Geschwindigkeiten, daß kein Baumaterial mehr widerstehen kann und man gezwungen ist, Eisenrohre, welche gut gebettet sind, zu verwenden.

Nimmt man aber einen oder mehrere Apparate zu je zirka 12 m³ Maximalabfluß, so kann der Grundablaß normal in Mauerwerk oder Beton ausgeführt werden, da er eine solche Dimension erhalten kann, daß die Abflußgeschwindigkeit 2 oder 3 m nicht übersteigt.

Die große Geschwindigkeit wird erst beim Durchtritt durch die Diaphragmaöffnungen des Apparates erhalten, woselbst die Wassermassen von beiden Seiten in horizontaler Richtung gegeneinander prallen, dabei ihre Energie beinahe vollständig vernichtend, hinter dem Apparat mit kleiner Geschwindigkeit zum Austritt gelangen.

arme

Der Apparat kann selbst derartig kräftig dimensioniert werden, daß er die große Geschwindigkeit und den Zusammenprall des Wassers mit großer Sicherheit aushält. Es wäre nun derart einzurichten, daß die stets offenen Durchflußöffnungen bei einer bestimmten Stauhöhe (beiläufig der Hälfte der ganzen Stauhöhe) jenes Abflußquantum, welches noch, ohne Überschwemmung des unterhalb der Stausperre gelegenen Geländes zu verursachen, abgeleitet werden kann, durchlassen, wobei das Gewicht, mit dem entsprechenden Hebel-der Kurve, dem Drucke auf den Kolben das Gleichgewicht hält.

16*

Erst wenn die Stauhöhe weiter anwächst, wird der Druckkolben in Bewegung gesetzt und die Durchflußöffnungen derart abgedrosselt, daß fortgesetzt nur immer die limitierte Abflußquantität konstant zum Ablaufe gelangen kann und zwar während der ganzen weiteren Füllungsperiode bis zum Maximalstau und wieder von diesem zurück, bis bei der folgenden Entleerungsperiode der festgelegte mittlere Stau erreicht wird. Dann erst wird die Abflußquantität wieder verringert.

Eine andere Verwendungsart des Apparates wäre

6. noch dadurch gegeben, daß größere Etablissements, wie Brauereien, Färbereien und Bleichereien, Gerbereien etc. ihr Verbrauchswasser aus städtischen Wasserversorgungsanlagen derart beziehen, daß die tägliche Abgabe auf die ganzen 24 Stunden gleichmäßig verteilt wird.

Es ist ja heute auch schon gebräuchlich, daß derartige große Wasserabnehmer eigne Behälter haben, welche beiläufig ihren ganzen oder wenigstens halben Tagesbedarf aufnehmen können und bei welchen der Zulauf derart geregelt wird, daß sich derselbe auf die 24 Stunden ziemlich gleichmäßig verteilt. Ist der Behälter voll, wird der Zulauf mittels Schwimmerventil selbsttätig abgeschlossen.

In Stadtrohrnetzen schwanken aber die Entnahmequantitäten und mit ihnen die Druckhöhen im allgemeinen ziemlich stark, aber besonders dann, wenn die Entnahmestellen vom Hochbehälter weit abgelegen sind. Diese Druckschwankungen können 20 m, unter Umständen noch mehr betragen.

Daraus ergibt sich, daß solche Zapfstellen für Privatbehälter unbedingt schwankende Abflußmengen ergeben müssen, daß die Regulierung normalerweise derart erfolgt, daß das Tagesquantum sicherheitshalber mindestens in 20 Stunden, gewöhnlich früher zum Abflüsse gelangt, während in der übrigen Zeit das Ventil gesperrt ist.

Wenn die Einrichtung derart getroffen ist, daß der Privatbehälter täglich gegen Mittag gefüllt sein kann und der Zulauf nachmittags, während der sonstigen starken Entnahme der Haushaltungen gesperrt ist, dann ist es gut, aber zumeist fallen diese Sperrstunden in die Nacht, zu welcher Zeit die städtische Entnahme ganz minimal oder ebenfalls nahezu Null geworden ist, und dieses Gebaren gibt keine ordentliche Wasserwirtschaft.

Bei solchen Ausläufen kann ebenfalls mit großem Vorteil ein Apparat für konstante Entnahme bei variablem Druck im Versorgungsnetze angewendet werden, wobei für diesen Gebrauch ganz kleine Dimensionen erhalten werden können.

Hier handelt es sich aber hauptsächlich darum, auf welche Weise die Reibungsarbeit, das heißt die Arbeit zur Eliminierung der Reibungswiderstände im Apparate, erzeugt werden kann, da bei Druckleitungen ein offener Schwimmer für diesen Zweck nicht anwendbar ist.

In diesem Falle wird man einen pneumatischen Hilfsapparat verwenden, welcher aus einem geschlossenen Zylinder mit Preßkolben besteht, der vertikal, mit der Kolbenstange nach abwärts angeordnet ist, und in welchem die im Zylinder enthaltene Luft durch das Wasser der Druckleitung zusammengepreßt wird, wobei bei richtiger Anordnung die nötige Kraft mit dem nötigen Weg für die Klemmvorrichtung erzeugt werden kann.

J. Abgabe des Wassers.

Die Abgabe des Wassers kann erfolgen:

a)    an die Konsumenten in Form von Auslaufbrunnen (kontinuierlich fließende oder Sparbrunnen) oder mittels Hausleitungen, und zwar kann die Abgabe mittels der letzteren entweder frei erfolgen (ä discretion) oder durch Wassermesser und Erhebung eines Wasserzinses pro Kubikmeter bezw. bei freier Abgabe nach der Anzahl der bewohnten Räume oder nach dem Wohnungszins berechnet werden;

b)    für öffentliche Zwecke (für Feuerlöschzwecke und zur Bespritzung der Straßen und öffentlichen Gartenanlagen) mittels Hydranten.

Die Abgabe mittels Wassermessers wird sich unter allen Umständen für den industriellen und gewerblichen Konsum empfehlen, während für den Haushaltungsgebrauch die freie bezw. pauschalierte Abgabe zumeist rationeller und bequemer ist. In 96 österreichischen Städten schwankt der Wasserzins zwischen 3—40 Heller und beträgt bei den neueren Wasserwerken zumeist 20 Heller pro Kubikmeter abgegebenen Haushaltungswassers. Bei größerer Abnahme für Industrie und Gewerbe (zumeist über 300 m³) findet eine entsprechende Reduktion des Einheitspreises von 30 bis auf 4 Heller statt. In Deutschland wird für Haushaltungszwecke 5—20 Pf. (6—24 Heller), für Industriezwecke 5—40 Pf. (6—48 Heller) Wasserzins pro Kubikmeter erhoben.

K. Beschreibung ausgeführter kleinerer Wasserversorgungen.

I. Wasserversorgung der Stadt Mährisch-Trübau (Mähren).

Die Erkenntnis der Tatsache, daß mit dem Anwachsen und der Entwickelung einer Gemeinde sich die Leichtigkeit des Erwerbes und damit der Wohlstand, der mächtigste Faktor für Fortschritt und Kultur, steigert, war neben der Ermöglichung eines größeren persönlichen Schutzes von jeher Ursache der Städtebildung und der allmählichen späteren Ausdehnung derselben wie der Vermehrung ihrer Bewohner. Die Vermehrung der Wohnstätten brachte jedoch eine Reihe von Übelständen mit sich, welche nicht nur die Annehmlichkeit der Existenz in ungünstigem Sinne beeinflußten, sondern auch die Gesundheitsverhältnisse schädigten. Die durch eine dichte Bevölkerung und rasche Entwickelung der Industrie bedingte Verschlechterung der Luft und des Bodens bezw. des Grundwassers drängt die Gemeinde Vertretungen, der Frage einer rationellen Entwässerung und Bewässerung der Städte näher zu treten, bezw. dieselben durch Kanalisations- und Wasserversorgungsanlagen zu lösen.

So wurde auch seitens der Gemeindevertretung der Stadt Mährisch-Trübau in richtiger Erkenntnis der Nützlichkeit und Notwendigkeit einer den durch die Einbeziehung der Stadt in den Eisenbahnverkehr geänderten Verhältnissen Rechnung tragenden Wasserversorgung bereits im Jahre 1888 die Wasserfrage angeregt und der Verfasser mit der Lösung derselben betraut. Nach Austragung der mit diesem Projekte innig verknüpften wasserrechtlichen Fragen wurde der Bau dieser Anlage erst im Jahre 1896 durchgeführt.

i. Topographische und geologische Verhältnisse.

Vom Gebirgsstocke des Schönhengstes zieht sich gegen Osten ein Höhenrücken hin, welcher vor dem Trübauer Bache bezw. Kreuzberge mehr oder weniger steil abfällt; auf diesem Rücken und dessen Abhängen ist die alte Stadt Mährisch-Trübau erbaut, deren Häuser auch zum Teil den Fuß des Kreuzberges bedecken, zum Teil in die Talniederungen des Trübauer und Lichtenbrunner Baches hinabreichen. Das für die Wasserversorgungsstudien in Betracht gezogene Terrain der Umgebung von Mährisch-Trübau ist geologisch ein sehr verschiedenes. Im allgemeinen zu dem böhmisch-mährischen Kreidemassiv gehörend, liegt der eigentliche Stadtgrund auf der hier ältesten Formation der devonischen Sandsteine und Schiefer, zumeist bedeckt von einer wechselnd mächtigen diluvialen Lehm- (Löß-) Schichte. Die Devonformation tritt bei Trübau nur in beschränkterem Maße zutage und bildet namentlich den Gebirgsstock des Eichwald- und Burgstadtberges einerseits, des Wach-(Hamnier-) Berges und Hutbusches andererseits. Außer den früher erwähnten Sandsteinen und Schiefer tritt an mehreren Stellen auch devonischer Kalk zutage. In dieser Formation liegt das Quellengebiet des Höllgrabens mit der fürstlich Lichtensteinschen Wasserleitung. Als nächst jüngere, auf dem Devon aufgelagerte Formation ist hier das „Rotliegende“, die untere Dyas-formation, anzuführen, welche die ganze Breite des welligen Hügellandes zwischen den beiden von N nach S ziehenden höheren Gebirgskämmen der Steinberge einerseits und dem Schönhengst und Hornberg andererseits einnimmt, in welchem Gebiete alle von W gegen O kommenden, in den Trübauer Bach einmündenden Wasserläufe gelegen sind. In den tieferen Partien ist das Rotliegende von diluvialem Lehm, an einzelnen lokalen Stellen von tertiärem marinen Tegel überlagert. Die Dyasformation ist ziemlich wasserreich, das Quellwasser jedoch zumeist ein wreiches. (Hierher gehört das Tschuschitzer und Forellenteich-Quellgebiet, sowie jenes der bestehenden Uttigsdorfer Tiefquellenleitung.) Westlich und östlich ist diese breite Dyas-mulde, wie schon früher erwähnt, eingerahmt durch die Gebirgsketten des Schönhengst und der Steinberge, welche beide der Kreideformation angehören. Während die eigentlichen Kuppen aus Plänermergel bestehen, sind die Bergfüße aus Quadersandsteinen, auf welche mitunter auch Ton-und Grünsandschichten auflagern, gebildet. Infolge der starken' Zerklüftung sinkt das Wasser in bedeutende Tiefen und kommt durch Spalten am Gebirgs-fuße noch in der Kreideformation liegend zutage oder aber kann dasselbe sicher an der Formationsgrenze zwischen Kreide und Dias erschroten (aufgeschlossen) werden. In dem Kreidegebiet liegen die mächtigsten und anhaltendsten, zugleich auch qualitativ besten Quellen von Langenlutsch und am Hornberge (Silberwasser).

Wie überall, so sind auch hier sehr häufig die oben genannten Gebirgs-glieder von einer schwachen alluvialen Humusschichte, in den Tälern zuweilen mit einer Sand- und Schotterschichte bedeckt.

Auf Grund der gepflogenen Vorstudien wurde das Langenlutscher Quellengebiet für die Versorgung der Stadt gewählt; allerdings erschwerte die große Entfernung der gewählten Quelle von der Stadt Mährisch-Trübau die Anlage einer Leitung, die Vorteile jedoch, welche eine Wasserentnahme in Langenlutsch wegen der günstigen Höhenlage sowie des langjährig bekannten Wasserreichtums dieser Lokalität bot, überwogen bei weitem diesen Nachteil. Die Höhenlage von Langenlutsch, welches um ca. 50 m höher liegt als der große Platz in Mährisch-Trübau, gestattete die Anlage einer Gravitationsleitung, so daß das Wasser ohne maschinelle Hilfe mit genügendem Druck in die Stadt geführt und bis in den zweiten Stock der Häuser geleitet werden konnte. Der große Wasserreichtum von Langenlutsch bietet ferner Gewähr, daß eine in Zukunft etwa nötige Vergrößerung des Wasserquantums leicht und ohne zu große Kosten erfolgen kann.

Die in Betracht kommende Quelle entspringt in einem ehemals in den Kreidesandstein vorgetriebenen ca. 15 m langen Stollen. Dieselbe wurde in der Zeit zwischen 1888 und 1896 wiederholten Messungen unterzogen und liefert 6—7,5 sl. Rechnet man pro Kopf eine Wassermenge von 60 1 täglich, mit welchem Quantum die Bedürfnisse des Einzelnen, der Stadt und der gegenwärtigen Industrie vollauf befriedigt werden können, so genügt das

oben berechnete Wasserquantum für

10000 Einwohner.

604800

60

Nach den Angaben der Volkszählung betrug die Bevölkerung

im Jahre 1869.    .    .

„ „ 1880. . .

.    .    5192 Seelen,

6056    „

Nimmt man an, daß während dieser Zeit die Entwickelung der Stadt eine gleichmäßige war, so berechnet sich nach der Zinseszinsrechnung die Bevölkerungszunahme pro Jahr mit p = 100

6056

5191

1 =1,4 °/₀ und daraus

6959, 7 997, 9190, 10561, 12136.

Diese Einwohnerzahl (10000) dürfte die Stadt Mährisch-Trübau, der im vorhergehenden besprochenen Wahrscheinlichkeitsrechnung gemäß, erst im Jahre 1920 erreichen. Man sieht daraus, daß die von dieser einen Quelle gelieferten Minimal-Wassermengen für voraussichtlich 25 Jahre vollkommen genügen werden. Eine seinerzeit vielleicht notwendige Einbeziehung eines Plus an Quellwasser läßt sich leicht durchführen. Wiederholte chemische und bakteriologische Analysen haben die Vorzüglichkeit dieses Quellwassers erwiesen.

2. Grundlagen für die Berechnung der Rohrleitungen.

Kopf angenommen, täglich zu förderndes Wasserquantum von 10000.60 = 600 m³ = 6,94 oder

Für die Berechnung der Rohrkaliber der Hauptzuleitung wurde eine Bevölkerungszahl von 10000 Einwohnern mit einer Dotation von 60 1 pro Unter Voraussetzung dieser Annahme resultiert ein

rund 7 sl.

3. Höhenlage des Hochreservoirs und der Quelle.

Nach der Lage der Drucklinie der Hauptzuleitung bei Annahme von 7 sl. Rohrkapazität wurde unter gleichzeitiger Berücksichtigung der Möglichkeit von Hauseinleitungen die Höhenlage des Hochreservoirs (Kote 389,3 m)

Wasserleitung JlJäh/: - Triibau. Lürigenprofil.

42 0

Hrr/i. L cmgenlutecfi.

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350

350

340,

Km: o

Fig. 106. Längenprofil der Zuleitung zum Hochreservoir.

mit ca. 27 m über dem großen Platz (Kote 361,6 m) angenommen, während die Quelle in Langenlutsch (Kote 416,0 m) 54 m über dem Stadtplatze liegt.

In Fig. 106 ist das Längenprofil der 6800 m langen Zuleitung (ä— 125 mm) von der Quellstube bis zum Hochreservoir dargestellt. Der Rohrstrang geht

Wasserleitung Mahr - T/atbaie. jS/ar/t - Rohrnetz.

V*.

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Fig. 107. Situationsplan des Stadtrohrnetzes.

zumeist im Bankett der Bezirksstraße und sind im Zuge dieser Trasse vier Luftventile und vier Spülauslässe eingebaut.

Fig. 107 zeigt in schematischer Skizze (im Maßstab gezeichnet) die Anordnung des Stadtrohrnetzes nach der wirklichen Ausführung mit eingetragenen Hydranten, Schiebern, Auslaufbrunnen und Rohrkalibern in Millimetern. In

nachfolgender Tabelle wurde aus dem ganzen Stadtrohrnetz die Berechnung der Drucklinie des Hauptstranges (Reservoir bis zum tiefsten Punkte der Stadt, Kote 344 m) und einiger Nebenstränge herausgehoben. Da der maximale Stundenkonsum am Tage des größten Verbrauches ca. 10,5 °/₀ des mittleren Tageskonsums pro 600 m³, also Q = 68 m³ oder Q = 18 sl. beträgt, so würde die erste Strecke des Hauptstranges, mit einem Zuschlag von 4 sl. für einen Hydranten, für ein O = 18 + 4 = 22 sl. gerechnet.

Druckhöhenberechnung der Hauptstränge des Stadtrohrnetzes von Mährisch-Trübau.

Bezeichnung der Strecke:

p Distanz

Sek.-Liter

Rohrkaliber

mm

a Geschwindigkeit

1° Druckverlust

a Druckverlust ¹⁻¹ der Strecke

Kote

der Drucklinie

Kote

des Terrains

Hydraulische

^ Druckhöhe

Reservoirsohle ....

Bis Hydrant 1.....

Hydrant 1—2.....

„    2-3.....

„    3-4.....

„    4 bis Abzweigui

Rosengase.....

Rosengase bis Hydrant 5 Hydrant 5 bis Teiltopf I . Teiltopf I bis Hydrant 6 .

Hvdrant 6—7.....

7-8.....

„    8-9.....

„    9 bis Teiltopf II

Teiltopf II bis Hydrant 22 Hvdrant 22—23 ....

630

125

155

130

85

40

35

65

160

105

165

25

60

100

105

130

100

120

115

22,00

22,00

21,68

21.32

21,00

18,86

18,76

15,54

15,38

14,98

14,72

14.31 11,64 11,34 10,84

10.32

9,67

9,17

4,57

175

175

175

175

175

150

150

125

125

125

125

125

125

125

125

100

100

100

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364.74 362,72 362,16 379,03 378,48 378,07

359,8

361.6 362,0

362.6

359.2

357.5

355.2

355.2

354.2 350,0

346.2

346.5 346,0 346,0

343.7

363,6

364,5

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10,62

125

Bis Hydrant 18    .    .

Hydrant 18 bis Abz’s Röhrengasse .    .

9,51

125

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125

15

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125

Großer Platz bis

50

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378,34

378,31

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377,72

376,99

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361,8

361,5

361,8

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CO 03 h-

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Bezeichnung der Strecke:

3 Distanz

Sek.-Liter

Rohrkaliber

mm

a Geschwindig-keit

§ Druckverlust

„ Druckverlust M der Strecke

Kote

der Drucklinie

Kote

des Terrains

j-j Hydraulische M Druckhöhe

Hydrant 19 bis zur Ecke. . Ecke bis Hydrant 20 . .    .

Bis zur Ecke......

Bis ab Ledergasse .    . .    .

Bis Hydrant 21.....

Ledergasse.......

Bis Hydrant 36.....

Abzweigung Großer Platz,

West-Nord......

Bis Hydrant 32.....

Hydrant 32—33 .....

Abzweigung Röhrengasse . Bis Hvdrant 34.....

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375,42

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374,60

374,44

374,60

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377.81    — 376,90 359,8

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t-H

Die bauliche Durchführung der Quellfassung ist aus der früheren Fig. 6, jene des Hochreservoirs aus Tafel VIII zu ersehen und wird auf die bezügliche frühere Beschreibung (S. 202) verwiesen. Die Baukosten dieses Wasserwerkes beliefen sich inkl. der Wasserrechtsentschädigungen auf rund 238000 K, welcher Betrag sich aus folgenden Rechnungsposten zusammensetzt:

6200 K.

Quellfassung

Hauptzuleitung zum Hochreservoir (^=125 mm, / = 6500 m) 58400 „

19000 „ 86400 „

7 200 K.

Eisengießerei und Montierung s. Armaturen 11200 „

18400 „

Allgemeine Auslagen:

Ankauf des Wasserrechtes der Wölflmühle und Entschädigung von fünf anderen Mühlenbesitzern, sowie Kommissions-, Projekts-, Bauleitungskosten etc.. .    .    44600 „

Daher Gesamtkosten: 283000 K.

Die in obiger Summe nicht enthaltenen Kosten der bis zum Tage der Eröffnung hergestellten 443 Hausanschlüsse vom städtischen Rohrnetze bis zu den Hauptabsperrventilen der Hauseinleitungen, welche Kosten teils von der Gemeinde, teils von den Hausbesitzern übernommen wurden, beliefen sich auf 27200 K.; es entfällt daher pro Hausanschluß im Mittel 64 K.

Auf Tafel XXV erscheint der vom kgl. württembergschen Gußwerk Wasseralfingen gelieferte Kaiser Franz Josef-Hochstrahlbrunnen abgebildet.

Der herabfallende Hochstrahl speist die obere Schale (d — 1,5 in), welcher das Wasser in das untere größere Schalenbecken (d = 2,88 m) überfließt, aus dem es durch die Wasserspeier (Löwenköpfe) in das eigentliche große Bassin von 6,8 m Durchmesser und 1,13 m Höhe gelangt, in welches überdies 4 Greifen Wasser in die 4 anmontierten kleinen Becken speien. Der gußeiserne, 6,6 m hohe Monumentalbrunnen steht auf einem gemauerten Fundament, in dessen Kanälen die Röhren und Regulierhähne sich befinden.

aus

II. Das Wasserwerk der Stadt Teschen (Österr.-Schlesien).

Im März 1892 seitens der Gemeindevertretung der Stadt Teschen als technischer Sachverständiger für die Lösung der Frage der Wasserversorgung dieser Stadt berufen, wurden in den Jahren 1892/98 die bezüglichen hydrotechnischen Erhebungen gepflogen, auf Grund derselben sodann im März 1894 das bezügliche Projekt vorgelegt, welches noch in demselben Jahre zur baulichen Durchführung gelangte. Als Sachverständiger der Gemeindevertretung mußte der Verfasser bei Aufstellung des Programms über die durchzuführenden Vorarbeiten neben der Aufgabe, ein Wasserbezugsgebiet zu finden, das in qualitativer wie quantitativer Hinsicht sichere Gewähr für den ungestörten Bezug des Wassers für jetzt und künftige Generationen zu bieten imstande ist, auch den Standpunkt größtmöglichster Bauökonomie und minimalster Betriebskosten nicht außer acht lassen. Aus diesem Grunde war das Arbeitsprogramm in nachstehenden Punkten fixiert. Quantitativ und qualitativ günstige Resultate vorausgesetzt, waren in erster Linie natürlich zutage tretende Quellwasser in möglichst größter Nähe der Stadt und entsprechend hoch gelegen, also eine möglichst kurze Gravitations-Hochquellenleitung in Aussicht zu nehmen. Im Falle diesbezüglicher ungünstiger Studienerfolge mußten auch die weiteren Quellengebiete untersucht werden; sobald die Zuleitungslänge eine bedeutendere wird, treten die Baukosten der Zuleitung gegenüber den Bau- und Betriebskosten einer nahe der Stadt gelegenen Grundwasser- oder Tiefquellenleitung mit maschineller Hebung schon in ein gleiches oder ungünstigeres Verhältnis. Waren auch die Studien für eine nahegelegene Grundwasserversorgung von ungünstigem Erfolge begleitet, dann mußten immer bei Aufrechthaltung einer möglichen Erweiterung der Wasserversorgung für spätere Generationen auch die weitesten Gebiete in hydrotechnischer und geognostischer Beziehung durchforscht werden. Leider mußte für Teschen der ganze oben geschilderte Weg durchwandert werden, aus welchem Grunde auch die im Frühjahr 1892 begonnenen Vorstudien erst im Dezember 1898 zum Abschluß gebracht werden konnten.

Nur das Studium der Quellengebiete des Tyrra- und

Wenn schon die Idee, das nötige Wasser in geschlossener Menge in nächster Nähe der Stadt zu finden, infolge der ungünstigen Resultate der Vorerhebungen zuletzt aufgegeben werden mußte, dann war es geboten, so weit in das Flußgebiet hinaufzugehen, bis die nötige Höhe zur Beschaffung einer Gravitationsleitung gewonnen wurde. Die Studien in den anderen Quellengebieten waren insoweit von ungünstigerem Erfolge begleitet, als die Quantität der Quellen in jedem einzelnen Gebiete vollständig unzureichend gefunden wurde.

Nieborowkabaches wies, wenn auch sehr weit gelegen, doch bezüglich der Quantität die vorzüglichsten Resultate auf. Hier sind sowohl im Gebirge ergiebige Quellen vorhanden, wie auch eben solche in den vorgelagerten Schotterkegeln des Gebirges in Form von Grundwasser, d. h. nicht zutage getretenen Quellwassers, überall erschlossen werden können. Die topographischen und geologischen Verhältnisse sind für die Quellenbildung außerordentlich günstig. Die Quellen des Tyrragebietes, speziell am Fuße des Gebirges, haben ein Niederschlagsgebiet von 21,6 km² (Einzugsgebiet), welches zum größten Teil bewaldet und nur wenig bewohnt ist, und auf welches große Regenmengen niederfallen. Das Gebirge gehört der Kreideformation Der Beschaffenheit des Godulasandsteines entsprechend, welcher das Hauptmassiv dieses Gebirgsstockes bildet, gehört das Wasser zu den sehr weichen, ist jedoch vom sanitären Standpunkte als Trinkwasser sehr geeignet, wie es auch für alle Nutz- und Industriezwecke in allen Fällen bestens verwertet werden kann. Die Spalten und Klüfte des Sandsteines nehmen das Meteorwasser auf und führen es in die Tiefe, wodurch eine Zersplitterung der Wasserlieferung schon in den höheren Schichten hintangehalten und die Bildung ergiebiger, geschlossen fließender Quellen ermöglicht wird. — Ein großer Teil dieses Wassers gelangt bis in die Niederung und fließt hier in zahlreichen starken Adern in jenes Geschiebe ein, welches am Fuße des Gebirges, den Übergang in das Tal vermittelnd, vorgelagert ist. In diesem Schuttkegel findet es einen ausgedehnten vorzüglichen Rezipienten, indem es sich beim Austritt aus dem engen Gebirgstale fächerförmig ausbreitet und mit abnehmender Geschwindigkeit niederfließt. Stellenweise ist diese durchlässige wasserführende Schichte nur in geringerer Mächtigkeit über der undurchlässigen unterliegenden Schichte gelagert, daher nicht imstande, in seinen Zwischenräumen allem zufließenden Wasser Raum für die unterirdische Fortbewegung zu geben. An diesen Stellen tritt das Wasser als Quelle zutage. Wo dies nicht der Fall ist, da bewegt sich dasselbe als Grundwasser noch eine geraume Strecke weiter, um die Gelegenheit zum oberirdischen Ausfluß weiter unten, vielleicht erst im Flußbette selbst zu finden. Um bezüglich der Konstantheit und Möglichkeit der Bildung größerer Quellen bezw. Grundwassermengen in dem vorliegenden Tyrraquellgebiete für andere Jahre Anhaltspunkte für die Beurteilung der Größe etwa eintretender abnormaler Minimas zu erhalten, wurde nebst Abteufung mehrerer Probebrunnen und wiederholter Messung derselben auch auf rechnerischem Wege die Menge der Quellwassermengen aus den gefallenen Regenmengen bestimmt.

an.

Auf Grund des genehmigten Projektes wurde im Mai 1894 mit dem Bau dieses Wasserwerks begonnen und dasselbe im Frühjahr 1895 vollendet.

Baubeschreibung,

a) Wassersammelanlage.

Die in erster Linie vorgenommenen ßauarbeiten erstreckten sich auf die baulich rationelle und dabei vollständige Erschließung und Sammlung des Grundwassers (nicht zutage getretenen Quellwassers) in der Gemeinde Oldrzychowitz. Diese Aufschließungsarbeiten bestanden in tiefen Drainagen,

deren Vereinigungspunkten sich Sammelschächte befinden, von welchen durch gußeiserne Leitungen das gesammelte Wasser in ein Wasserschloß geführt wird. Es wurden im allgemeinen senkrecht zur Grundwasserstromrichtung Giäben 4 -5 m tief ausgehoben. Die Länge dieser Gräben beträgt im ganzen 1500 m. In diese Gräben wurden sodann in der oberen Hälfte gelochte glasierte Steinzeug-Tonrohre von 250 mm Lichte so eingelegt, daß sie zur Hälfte in gewachsenem Boden eingebettet sind. Über diese Tonrohre, welche nur lose ineinander gesteckt oder mit Hanfstrick und Letten dichtet sind, wurde reiner, gewaschener Flußschotter in einer Mächtigkeit 30 cm über der Rohroberkante eingebracht, über welchen eine Stampfbet läge von 15 cm und darüber ein Lettenschlag kam. Das übrige Material wurde in Schichten von 30 zu 30 cm eingebracht und festgestampft (Tafel IV, Fig. 11)- Der Drainagegraben selbst wurde dann an der Oberfläche besämt. Um den Einlauf des Grundwassers in die Sickerrohre leichter zu ermöglichen, wurden in dem Rohrgraben von 4 zu 4 m kleine Stauschwellen quer über den Graben und in der Höhe bis zur Betonlage aus Stampfbeton hergestellt. Am Ende jedes längeren Sammelstranges wurden Entlüf^ungsrohre (Steinzeugrohre) bis 50 cm unter Terrain eingebaut, welche Rohre in einen gemauerten Schacht einmünden (Tafel IV, Fig. 9 und 10). Über Terrain gehen diese Tonrohre in ein schmiedeeisernes Ventilationsrohr über. Am Ende dieser

an

aus

ge-

von

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Drainstränge werden gemauerte Sammelschächte aufgeführt (Tafel IV, Fig. 7 und 12). Diese Schächte haben eine Weite von 150 . 150 m im Lichten und sind vollständig in Stampfbeton hergestellt; sie erhielten eine solche Tiefe, daß das Ablaufrohr mit der Oberkante 20 cm tiefer liegt als die Unterkante des Einlaufrohres. Die Sohle des Schachtes liegt 50 cm tiefer als die Unterkante des Ablaufrohres. Durch diese Ausführungsart lagern sich aus den Drainagen die mitgerissenen Sand- und Schlammteilchen hier ab und können von Zeit zu Zeit mit Hilfe der angeordneten Leerlaufleitung, kombiniert mit einer Umlaufleitung, entfernt und so der Schacht gereinigt werden. Die Anordnung einer Umlauf-, zugleich Leerlaufleitung hat auch den Vorteil, daß man beliebig eine oder die andere Fassung ausschalten kann. Von einer separaten Leerlaufleitung wurde Abstand genommen, da die Kosten derselben infolge des geringen Terraingefälles sehr große gewesen wären. Es wurde nämlich, wie schon erwähnt, anstatt dieser eine Umleitung bei den Schächten gemacht, wodurch man durch Schieberstellung das Wasser aus den Drainagen direkt in das Ablaufrohr von den Quellschächten leiten kann. In dieser Zuleitung zum Wasserschloß ist an jenem Punkte, wo die normale Tiefe von

1,7 m erreicht ist, der eigentliche Entleerungsschacht angebracht, durch dessen Entleerungsleitung man das Wasser aus den Drainagen, welche durch die Umleitung in diesen Schacht kommen, ableiten kann (Tafel IV, Fig. 14 und 15).

ein Eindringen von Tagwasser zu verhindern.

Die Sohle des Schachtes ist betoniert, sowie die seitlichen vom Wasser benetzten Flächen mit reinem Portlandzement verputzt und verschliffen. Der übrige Teil des Schachtes ist roh verputzt und der ganze Schacht ringsum mit Letten ausgestampft, um Der Schacht ist mit einem' verschließbaren gußeisernen Deckel abgedeckt.

Zum Einsteigen sind Steigeisen angeordnet. Die eventuellen später durchzuführenden Fassungen der Hochquellen im Tyrratale, als Erweiterung der bestehenden Sammelanlage, werden sich einfacher gestalten, indem dieselben aus festem Felsen kommen. Diese Quellen werden aufgedeckt und denselben in Form eines Stollens bis auf 6 m nachgegangen. Der Stollen erhält ein lichtes Profil von 1,6.0,8 m, und ist in der Sohle eine Rinne auszuspitzen. Der Vortrieb desselben muß so geschehen, daß die Quellen über der Sohle austreten und in der Kunette zu der am Eingänge des Stollens zu errichtenden Quellkammer zufließen. Diese Quellkammer muß ebenso wie die oben beschriebenen Sammelschächte vollständig dicht gemauert und mit einem Leer- und Überlauf versehen sein. Da der Höhenunterschied zwischen dem Vereinigungsschacht dieser Quellen und dem Akkumulator (Sammelschacht) ein bedeutender ist (107 m), so werden in dem ca. 3500 m langen Zuleitungsstrange der Tyrraquellen ein oder zwei Druckentlastungsschächte einzubauen sein. Von den einzelnen Sammelschächten führen gußeiserne Rohrstränge zu dem Wasserschlosse. Die Konstruktion des Wasserschlosses ist aus den Fig. 1—6, Tafel IV zu ersehen und wird bezüglich der Beschreibung auf den Absatz „Quellstuben“ verwiesen.

b) Hauptzuleifung vom Wasserschloß in Oldrzychowitz zum Hochreservoir

in Teschen.

Von diesem Wasserschloß führt das 300 mm im Lichten messende Zuleitungsrohr zum Hochreservoir in der Obervorstadt von Teschen (Tafel IX). Die Rohre sind durchschnittlich mit 1,5 m Deckung gelegt und auf gewachsenem Boden gelagert. Die ganze Leitung schmiegt sich soviel als möglich dem Terrain an und ist immer in Steigung oder Gefälle gelegt. In den Bruchpunkten sind, falls von der Steigung in Gefälle übergegangen wird, Luftventile in Schächten angeordnet, und wo von Gefälle in Steigung übergegangen wird, Spülauslässe, bestehend in Absperrschiebern, d ■= 100 mm, mit Einbaugarnituren und entsprechenden Leerlaufleitungen aus Tonröhren situiert. Durch die Luftventile wird von Zeit zu Zeit durch Öffnen derselben die vom Wasser mitgerissene Luft herausgelassen und durch die Grundablässe die mitgerissenen Schlamm- oder Sandteilchen entfernt. Die verlegten Rohre sind gußeiserne Muffenrohre, nach deutschen Normalien, stehend gegossen, auf der Hütte auf 18 Atmosphären Wasserdruck geprüft und innen und außen heiß asphaltiert. Die Dichtung derselben geschah durch Hanfstricke und Weichblei. Nach der Verlegung und Dichtung der Rohre wurde das ausgehobene Material des Rohrgrabens zur Eindeckung wieder benutzt, und zwar in horizontalen Lagen von 30 zu 30 cm festgestampft. Das Schottermaterial der Straße, welches beim Aushub separat deponiert wurde, mußte zum Schluß auf den Rohrgräben wieder aufgeführt werden. Der lichte Durchmesser des Zuleitungsrohres ist mit 300 mm berechnet, und zwar auf Grund nachfolgender Annahmen:

= 16 m,

Wasserspiegelkote Wasserschloß 360 m 1

Reservoir

344 m / h

Länge 12110 m, daher 0,132 °/₀₀ Gefälle,

Q — 35 sl.,

daraus resultierte d = 270 mm.

Anstatt dieses nicht üblichen Diameters wurde ein 300 mm-Rohr genommen, und dieses liefert bei dem verfügbaren Gefälle und der Länge der Leitung Q — 0,037 m³ = 37 sl., also eine Wassermenge, welche für die weiteste Zukunft hinaus für die Versorgung der Stadt Teschen ausreichend ist. Da bei der Bauausführung eine teilweise Tracenverlegung und damit eine Verkürzung der Hauptzuleitung auf 10800 m durchgeführt wurde, so ergibt sich de facto v — 0,59 m und Q = 41 sl.

c) Hochreservoiranlage (Tafel IX).

Das oberhalb der k. k. Landwehrkaserne situierte Reservoir hat vorläufig einen Fassungsraum von 1600 m³, d. i. eine Wassermenge, welche dem jetzigen Tageskonsum, bei 16000 Einwohnern und 100 1 pro Kopf und Tag gerechnet, gleichkommt, also einen Fassungsraum, welcher vollständig den Verhältnissen entspricht, d. h. die Schwankungen im Tageskonsum ausgleicht und für Feuerlöschzwecke und Straßenbespritzung eine entsprechende Reserve bildet. Sollte sich die Notwendigkeit einer Vergrößerung desselben bei Anwachsen der Einwohnerzahl ergeben, so ist hierauf Rücksicht genommen, indem dann noch eine dritte Kammer angebaut wird und die einzelnen Rohrleitungen nur verlängert werden müssen, wobei aber die maschinelle Einrichtung selbst unverändert bleibt. Das in jetziger Größe projektierte Reservoir besteht aus zwei vollständig getrennten Kammern von je 800 m3 Inhalt. Jede Kammer hat einen separaten Ein- und Ablauf, Leer- und Überlauf. Durch Schieberstellung in der Ventilkammer kann man jede Kammer für sich oder beide zugleich in Betrieb nehmen. Der höchste Wasserstand beträgt 3 m, in welcher Höhe die Überläufe angeordnet sind. Jede Kammer ist durch Zungenmauern in einzelne Unterabteilungen geteilt, welche durch freigelassene Bogen miteinander kommunizieren. Durch diese Anordnung hat man eine leichte Überwölbung bezweckt, nebstdem, was der wichtigere Umstand ist, wird eine Zirkulation des Wassers vom Einlauf zum Ablauf zur Stadt erreicht. Das Reservoir selbst ist mit Ausnahme der Ventilkammer, die in hydraulischem Ziegelmauerwerk erbaut ist, ganz aus Stampfbeton (1:2:4 und 1:2:5) hergestellt, die vom Wasser benetzten Flächen mit reinem Portlandzement verschiffen, die übrigen Innenwände rauh mit hydraulischem Kalkmörtel verputzt. Das ganze Reservoir ist eingewölbt, auf der äußeren Leibung mit Zementüberguß versehen, über welchen ein Asphaltüberguß kam, worauf das ausgehobene Material bis zu einer Höhe von 1 m im Scheitel aufgeführt wurde. Behufs guter Ventilation sind über jeder Kammer 10 Stück Wolpertsche Ventilationsrohre angebracht.

Zur leichten Manipulation der Schieber, welche mit Scheibenzeigerwerk von oben betrieben werden können, ist eine Ventilkammer angebaut, welche nach außen durch eine entsprechende Fassade repräsentiert erscheint.

d) Stadfrohrnetz.

Das 300 mm-Rohr fördert bei 50 cm

Vom Reservoir führt das 300 mm im Lichten messende Rohr zur Stadt, reduziert sich nach der ersten Abzweigung auf 275 mm, dann in immer kleineren Dimensionen bis auf 80 mm.

Geschwindigkeit 35,34 1 pro Sekunde, wobei sich ein Druckverlust bei einer Länge von 100 m von 0,118 m ergibt; bei 1 m Geschwindigkeit liefert dasselbe Rohr 70,68 1 pro Sekunde und ergibt sich ein Druckverlust von 0,405 in pro 100 m. Der Berechnung des Hauptspeisestranges für die Stadt ist der Maximal-Stundenkonsum am Tage des größten Wasserverbrauches zugrunde gelegt. Derselbe beträgt erfahrungsgemäß 10,5 °/₀ des mittleren Tagesverbrauches. Der mittlere Verbrauch beträgt in späterer Zukunft Q — 2400 m³. Es ist also:

2400.10,5

252 m³

100

^-Maximum pro Stunde

oder

^-Maximum ==70 sl.

Die Dimension ist also so reichlich bemessen, daß selbst bei einer doppelten Einwohnerzahl der Stadt Teschen die Lieferungsfähigkeit vollständig hinreichend ist.

Die Druckhöhen in den einzelnen Straßen schwanken von 2,5 bis

5,7 Atmosphären. Es ist also möglich, überall in alle Stockwerke das Wasser leiten und nebstdem die eingebauten Hydranten direkt zu Feuerlöschzwecken benutzen zu können. Die einzelnen Straßen können durch Einbau von Absperrschieber abgesperrt werden, um bei eventuellen Arbeiten an den einzelnen Rohrsträngen immer nur die betreffende Straße außer Betrieb setzen zu können. Die eingebauten Feuerhydranten sind in zweierlei Art ausgeführt, und zwar für freie Plätze und breite Straßen Überflurhydranten, sonst Normal-Unterflurhydranten. Beide Arten sind mit mechanischer Entleerung versehen, welche nach Gebrauch des Hydranten geöffnet wird, damit das Wasser, welches noch im Körper des Hydranten sich vorfindet, entleert werden kann und der Hydrant ganz ohne Wasser ist, wodurch ein Einfrieren im Winter nicht stattfinden kann. Das Wasser der Entleerung versickert in den den Hydranten umgebenden Steinwurf. Alle Hydranten werden seitlich gesetzt, d. h. an den Bordstein des Trottoirs, wodurch ein Auffinden derselben leicht möglich wird, weil ja die Trottoirs stets gereinigt werden; außerdem hat diese Anordnung den Vorteil, daß bei Gebrauch der Hydranten der Verkehr auf der Straße am wenigsten gestört wird.

Bei den Bachunterführungen sind überall Spülauslässe angeordnet, um die sich event. ansammelnden Schlammteilchen ausspülen zu können. — Auf den öffentlichen Plätzen und in Straßen, wo eine ärmere Bevölkerung wohnt, welche sich Hausinstallationen nicht leicht einrichten lassen kann, wurden frostfreie Ventilbrunnen angeordnet.

Nach dem vorgelegten Detailprojekte waren folgende Kostenziffern präliminiert. (Siehe Kostenvoranschlag S. 257.)

Die Kosten der Einbeziehung der Tyrra-Quellen, deren Durchführung einem späteren Zeitpunkte Vorbehalten bleibt, sind im Projekte mit 61200 K (exkl. der Wasserrechtsentschädigungen und Grundabtretungen) vorgesehen. In obiger Bausumme (733400 K) erscheinen die Kosten für Grundeinlösungen, Wasserrechts- und Kulturentschädigungen, Kommissionskosten, Bauleitung etc. nicht aufgenommen; diese Summe repräsentiert also die reinen Baukosten.

Gesamtsumme: 733400 K.

Die Einlösung der Quellgründe kam im Durchschnitt auf 1600 K pro Joch (2660 K pro Hektar). Trotzdem das Stadtrohrnetz gegenüber dem Projekte wesentlich erweitert wurde, stellen sich die wirklichen Ausführungskosten niedriger als die des Projektes. Die gesamten Auslagen für die Herstellung des Wasserwerkes inkl. der bedeutenden Mehrarbeiten betrugen:

99400 K

15400 „    114800    K

. 286200 „

.    74000    „

190000 „ Zusammen: 665000 K.

A.    Sammelanlage Wasserschloß

B.    Hauptzuleitung vom Wasserschloß zum Hochreservoir .    .

C.    Hochreservoir.................

D.    Stadtrohrnetz.................

Hierzu kommen noch:

101000 K

Grundankauf und Entschädigungen, diverse Auslagen, als Bauleitung, Projektskosten, Telephonverbindung, Kommissionen und Taxen etc., zusammen......•    •

Kosten des gesamten Wasserwerkes: 766000 K. Die Ausführungskosten der durch die Gemeinde hergestellten Hausleitungsanschlüsse, welche in die eigentlichen Kosten des Wasserwerkes beim Projekte allgemein nicht aufgenommen werden, betrugen 24000 K.

17

Kostenvoranschlag.

A. Wassersammelanlage:

I. Quellfassungen, Sammelanlagen und Zuleitungen bis zum Wasserschlosse

.    .    84200 K

II. Bau des Wasserschlosses

.    18400 „

102600 K

B.    Hauptzuleitung vom Wasserschloß zum Hochreservoir, 12,1 km lang, Rohrstrang d = 300 mm, samt allen Objekten

C.    Bau des Hochreservoirs (Ziegelmauerwerk — 1600 m³

Fassungsraum)..................

D.    Stadtrohrnetz mit Akzessorien und Objekten, Auslaufbrunnen etc...................

888800 „

77000 „

215000 „

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

V;

m

II. Die Stauweiherbauten.

Gebirgsreservoire (Stauweiher oder Talsperren).

Ä. Einleitung.

Die Fragen der Ausnutzung der fließenden Gewässer durch Einführung einer geregelten Wasserwirtschaft, wie man solche in neuerer Zeit überall dort ihrer Lösung zuzuführen bestrebt ist, wo die Erkenntnis Eingang gefunden, daß nur auf diese Weise hervorragende volkswirtschaftliche Erfolge erzielt werden können, umfassen heute jenen Teil des Wasserbaues, der, die Signatur unserer Zeitperiode repräsentierend, als die moderne Hydrotechnik angesprochen werden kann. Der Kreislauf des Wassers weist wie bekannt in seinen einzelnen Phasen derartige Unregelmäßigkeiten auf, daß auch die Abflußmengen und die dadurch erzielten Wirkungen sich innerhalb der weitliegendsten Extreme bewegen. Insbesondere sind es die Wildbäche, bei welchen in einzelnen Perioden ungeheuere Wassermassen zur Abfuhr gelangen, welche dann in Form von Überschwemmungen große Schäden an-richten, andererseits in Trockenheitsperioden die Vorteile des fließenden Wassers entbehren lassen. Die ungeheuren Mengen Wassers, welche wir heute zum größten Teile noch ganz unbenutzt den großen Reservoiren, den Seen und Meeren Zuströmen lassen, kommen immer wieder zu uns zurück und mahnen alljährlich mit geringerem oder größerem Nachdrucke, ihnen nicht nur allein mehr Aufmerksamkeit zu schenken, sondern auch, soweit dies durch menschliches Zutun möglich ist, die auftretenden Differenzen auszugleichen, die den Wasserüberfluß begleitenden verheerenden Wirkungen abzuhalten oder doch abzuschwächen und teilweise oder ganz den Wasserüberschuß für die Zeit eintretenden Mangels aufzuspeichern.

Wohl treten diese Mahnungen in ihren extremsten Formen als kolossale Überschwemmungen nur nach längeren Zeitperioden an uns heran.

Während früher zur Behebung oder doch Milderung dieser geschaffenen Übelstände in den bezüglichen Projekten getrachtet wurde, die Hochwässer möglichst unschädlich abzuleiten, hat die heutige moderne Wasserbautechnik im Interesse der Erzielung einer rationellen Wasserwirtschaft diesen einseitigen defensiven Standpunkt der bloßen Verteidigung gegen verheerende Hochwasserfluten verlassen.

Wo tunlich, wird vielmehr nicht mehr ausschließlich getrachtet, den ankommenden Hoch Wasserfluten in ihrer unverkürzten Größe die Wege zu ebnen, damit sie, ohne zu schaden und so rasch als möglich aus dem Lande geschafft werden, wodurch auch die Mittel- und Niederwässer, dem Beispiele ihrer mächtigeren Genossen folgend, sich bemühen, nach Kräften ihre heimatliche Stätte bald zu verlassen, soweit sie nicht durch das Veto der Wasserwerksbesitzer durch kurze Zeit zurückgehalten werden, um demselben sekundliche Frondienste zu leisten.

Die rationelle Lösung einer derartigen Frage hingegen besteht darin, nicht nur die schädlichen Wirkungen großer Wassermengen hintanzuhalten, sondern auch die nützlichen Seiten dieses Elementes so weit auszunutzen, als dies durch die natürlichen Niederschlags- und Abflußverhältnisse ermöglicht wird.

Dies ist jedoch nur durchführbar, wenn ein Ausgleich zwischen den herabfallenden Meteorwässern und den hierdurch erzeugten Abflußmengen erzielt wird, so zwar, daß bei großen Hochwässern die maximale schädliche Hochflutwelle auf eine längere Zeitperiode verteilt in das Hauptwassergerinne gelangt und das zur Zeit des Überflusses vorhandene Wasser gesammelt wird, um es zur Zeit der Not, also mangelnder Niederschläge, nutzbringend zu verwenden für landwirtschaftliche, industrielle und sanitäre Zwecke.

Dieser Ausgleich ist jedoch wirksam nur erreichbar durch Erbauung genügend großer Stauweiher mittels Talsperren, in welcher Weise durchgeführt ein solches Unternehmen auch finanziell leichter ausführbar, weil verzinslich und amortisierbar wird.

Außer dieser retensiven Wirkung der Stauweiher ermöglicht jedoch deren Anlage die Einführung einer geregelten Wasserwirtschaft auch in der Richtung, daß das aufgespeicherte Wasser nutzbringend verwertet werden kann zu landwirtschaftlichen Zwecken, beispielsweise zur Bewässerung der unterhalb des Stauweihers gelegenen Wiesen, zur Versorgung der Städte und Ortschaften mit Nutzwasser, bei genügend großer Tiefe und Größe der Staubecken auch mit einwandfreiem Trinkwasser, endlich auch zur Erzielung permanenter Wasserkräfte. In letzterer Hinsicht will ich eines Ausspruches gedenken, den schon im Jahre 1870, also vor mehr als 40 Jahren, einer der ersten französischen Pioniere des modernen Talsperrenbaues, Chefingenieur Krantz in Paris, in seinem Werke „Etüde sur les murs de reservoirs“ getan hatte; derselbe lautet:

„In unserer Zeit benutzt insbesondere die Großindustrie als bewegende Kraft den Dampf, welchen sie zumeist aus Kohle erzeugt; allein diese brennbaren Mineralien stellen sich nicht mehr in dem Maße her, in welchem selbe verbraucht werden. Der mächtige Vorrat, welchen die Natur zu unserer Verfügung gestellt hat, wird gewiß wohl für die Bedürfnisse unserer Zeit genügen; man kann jedoch eine Zeitepoche voraussehen, wo dieses kostbare Hilfsmittel fehlen oder doch nicht ausreichen wird. Unter den dieselben ersetzenden Kräftemitteln nimmt jedoch unstreitig in bezug auf Ökonomie und Allgemeinheit der Verwendung die Wasserkraft den ersten Rang ein.“

Der Eintritt dieser von Krantz vorhergesehenen Zeitepoche nun nähert sich mit Riesenschritten und ist die Erkenntnis der dringendsten Notwendigkeit, der Frage der Schaffung und Ausnutzung von Wasserkräften allen Ernstes näher zu treten, auch bei uns erfreulicherweise bereits in weite Kreise gedrungen.

Zur Schaffung bezw. Ausnutzung einer Wasserkraft bedarf es des Vorhandenseins zweier Faktoren; der ausreichenden permanenten Wassermenge und eines genügenden Gefälles.

Die Gebiete des Hochgebirges weisen in dieser Richtung eine große Zahl von bestehenden bedeutenden Wasserkräften insoweit auf, als Wassermenge und Gefälle meist vorhanden sind, also beide nur rationell ausgenutzt zu werden brauchen.

Anders gestalten sich diese Verhältnisse im Mittelgebirge und Hügelland, wo einerseits das entsprechende, lokal konzentrierte, größere Gefälle mangelt, andererseits aber auch die Wasserführung der Wasserläufe eine ganz außerordentlich schwankende ist, nachdem sich dieselben nicht der Schnee- und Eisreservoire der Alpen zu erfreuen haben, sondern in niederschlagsarmen Perioden oft nahezu austrocknen.

Während also in den Alpenländern die Frage der Ausnutzung der vorhandenen Wasserkräfte in den Vordergrund tritt, wird es sich im Mittelgebirge und Hügelland um die Schaffung neuer Wasserkräfte, daher um die Neuschaffung beider Faktoren handeln, welche als Produkt die Wasserkraft liefern, also um die Erzielung einer permanenten sekundlichen Aufschlagswassermenge und die Schaffung eines womöglich lokal konzentrierten größeren Gefälles.

Beides kann nun durch Errichtung einer entsprechend hohen Talsperre bezw. durch Schaffung eines genügend großen Stauweiherbeckens erreicht werden, soweit die Lokalverhältnisse des Einzugsgebietes den Bau rationeller Stauweiher überhaupt ermöglichen.

Ein Teil dieser großen Vorteile, deren sich menschliche Ansiedelungen in der Nähe größerer und höher gelegener Seen und Teiche in wasserwirtschaftlicher Beziehung zu erfreuen hatten, haben schon in alten Zeiten die Menschen darauf geführt, dort, wo die Notwendigkeit und Möglichkeit vorlag, derartige Wasserbehälter künstlich herzustellen.

an

In Indien, China, Japan, Ägypten, Assyrien und Persien finden wir seit urdenklichen Zeiten solche Wassersammelanlagen oft in den riesigsten Dimensionen durch geführt. Zumeist sind die alten Staudämme (Talsperren) in Form von Erddämmen hergestellt, während Sperren aus Mauerwerk erst im 16. Jahrhundert in Spanien auftraten (die ältesten Staumauern bei Almansa und Alicante in Spanien bestehen schon seit 1584). Der Umstand, daß Erd-dämme zumeist keine bedeutendere Stauhöhe zulassen, sowie der Mangel wissenschaftlicher Untersuchungen und endlich die Furcht vor den mit einem Zusammenbruche der Reservoirmauer verbundenen furchtbaren Verheerungen haben in den früheren Jahrhunderten nur zur Erzielung geringerer Stauhöhen Anlaß gegeben, während durch die in den letzten Jahrzehnten rapid fortschreitende Entwickelung der Bauwissenschaften insbesondere die Franzosen als die ersten mit rationell dimensionierten hohen Absperrmauern hervortraten. Im Prinzip wird ein Gebirgsreservoir hergestellt werden können, indem man einer passenden Stelle das Tal durch ein wasserdichtes Abschlußwerk

_ eine Talsperre aus Mauerwerk, Erde oder Holz — absperrt, also eine

künstliche Stauanlage herstellt, hinter welcher sich das im Talgerinne, Bachoder Flußbett herabkommende Wasser bis zu einer gewissen Höhe ansammeln wird.

in

Diese Gebirgsreservoire setzen also zum Unterschiede von anderen in die Erde versenkten Hochreservoiren oder durch künstlichen Aushub hergestellten offenen Behältern (Teiche) keinen Erdaushub zur Schaffung eines künstlichen Fassungsraumes voraus. Die Vorteile, welche ein natürlicher See oder eine künstlich hergestellte Sammelanlage — ein Stauweiher wasserwirtschaftlicher Hinsicht für die unterhalb gelegenen Interessenten bietet, sind also im allgemeinen durch die Ermöglichung einer günstigen Regelung der Zu- und Abfluß Verhältnisse charakterisiert. Es wurde früher hervorgehoben, wie ungleichförmig der Abfluß des in Form der atmosphärischen Niederschläge auf den Erdboden gelangenden Wassers während der einzelnen Jahresperioden sowohl wie nach einem größeren Regenfalle im speziellen erfolgt.

Es ist auch bekannt, daß es im allgemeinen sehr trockene und sehr nasse Jahre gibt, die in verschiedenen Intensitäten ca. alle 8—11 Jahre wiederkehren, weiter, daß innerhalb eines Jahres selbst ein einzelner Monat (bei uns z. B. der Monat Juni oder Juli) allein 20—30 °/₀ der jährlichen Regenhöhen liefern kann, hingegen wieder andere Herbstmonate (z. B. der September), sowie einzelne Wintermonate äußerst trocken sind. Durch genügend große und am richtigen Orte angelegte Stauweiher kann nun in den regenreichen Zeitperioden das Wasser aufgespeichert werden, um es bei Trockenheit allmählich wieder abzugeben, wodurch also eine geregelte Wasserwirtschaft erzielt wird. In den südlichen Ländern insbesondere wären ohne Stauweiher die Existenzbedingungen für die Landwirtschaft nicht vorhanden, da infolge der dort viele Monate andauernden Regenlosigkeit die für die Vegetation notwendige Feuchtigkeit nicht vorhanden ist und durch die Sammelreservoire künstlich geschaffen werden muß, zu welchem Behufe in der regenreichen Zeit diese künstlichen Sammelbehälter gefüllt werden. In Indien sollen gegen 90°/o der in den Wasserläufen oberirdisch zum Abfluß gelangenden Wassermengen für Zwecke der Landwirtschaft verwendet werden. Die indischen Reservoire stammen aus den ältesten Zeiten und haben oft große Fassungsräume. So besitzt das Reservoir von Ekruk bei Sholapur ca. 94 Mill. m³, jenes von Mutha sogar 146 Mill. m³ Fassungsraum. Solcher, wenn auch kleinerer Stauweiher gibt es in Indien ungemein viele und soll die Provinz Madras nach Jackson allein 53000 Reservoire auf weisen, welche zumeist als Erddämme bis zu 19 km Länge hergestellt wurden. In Algier sind es insbesondere die Monate Juni, Juli und August, welche regenlos sind. (Auch unsere Länder hatten Gelegenheit, sehr lange andauernde Trockenheitsperioden kennen zu lernen. So galt in dem Karstlande Istrien früher eine 45 tägige Trockenheitsperiode als abnorm. Im Sommer des Jahres 1911 wurde diese jedoch wesentlich überschritten, da 63 Tage Trockenheit mit sehr bedeutenden Verdunstungsverlusten gepaart beobachtet wurden.) Die in Algier während der Regenzeit wildbachartig anschwellenden Bäche und Flüsse versiegen im Sommer vollständig. Die dortigen Reservoire stammen zumeist aus alter Zeit, doch wurden auch in der Neuzeit einige Sperren angelegt, versorgung von Madrid dienende Reservoir von Villar am Lozoyaflusse, welches durch eine 51 m hohe Staumauer einen Fassungsraum von 20 Mill. m3 abschließt. In bezug auf Größe des Fassungsraumes steht jedoch Ägypten obenan.

12. Dynastie) gebaute und nach ihm

Aus dem Altertum (2000 v. Chr.) stammend, ist es insbesondere der von König Möris (Amenemhet III benannte Möris-See, welcher die Hochwässer des Nils behufs Bewässerung der Ländereien in der trockenen Jahreszeit ansammelte. Derselbe soll auf der linken Seite des Nils ca. 15 Meilen südlich von Kairo sich befunden und bei 1200 km² Oberfläche 3—4000 Mill. m³ Wasser magaziniert haben und mit Schiffen befahren worden sein. Das Wasser wurde diesem künstlichen See durch einen ca. 50 Meilen langen Kanal vom Nil zugeleitet, von hier gegen Memphis zur Bewässerung der Grundstücke geführt und das überschüssige Wasser in die Wüste abgeleitet. Im 3. Jahrhundert v. Chr. wurde derselbe zerstört.

neuerer

Zur Bewässerung der 2,4 Mill. ha großen Nilländereien wurden in Zeit fünf große Stauwerke gebaut, und zwar bei Kairo im Nildelta die Stauwehren von Damiette und Rosette (erbaut 1843—1850) mit 452 resp. 522 m langen Dämmen; dann die über 400 km stromaufwärts gelegene 825 m lange Sperre von Assiut, und weitere 530 km oberhalb der Assuan-Stau weih er, endlich 162 km unterhalb des letzteren im Jahre 1909 der Nilstaudamm von Esneh (960 m lang).

von ca.

Talsperre um 6 m erhöht und dadurch ein Beckeninhalt von 2300 Mill. Kubikmeter == 23000 Mill. hl erzielt, derzeit das zweitgrößte Reservoir der

von denen unter anderen das Reservoir von Cheliff mit 5 Mill. m³ Fassungserwähnen ist. Spanien besitzt in den südlichen Provinzen Valencia, Muicia und Granada tropisches Rlima und ermöglicht eine Bewässerung durch große Reservoirs. So liefert z. B. das Reservoir von Tibi oder Alicante am Monegroflusse (gebaut 1579—1584) das nötige Bewässerungswasser für 3700 ha in einem Quantum von jährlich 30 Mill. m³ Wasser.

Es stehen also pro Hektar jährlich 8000 m³ zur Verfügung, was einem

8000000 1

raum zu

nur

permanenten Zufluß während des ganzen Jahres bezw. auf unsere

von

= 0,25 sl.

31000000 Sek.

übliche 6 monatliche Kulturperiode bezogen von 0,50 sl. Die 41 m hohe und 67 m lange Staumauer magaziniert ein

entspricht.

Wasserquantum von 5 Mill. m³ auf und wird dieses Reservoir jährlich 6mal gefüllt. Das Reservoir von Elche am Vinalopoflusse (23 m hohe Mauer) dient zur Bewässerung von 12000 ha Ackerland. Große Reservoire sind weiter jene von Puentes, durch eine 48 m hohe Staumauer, 1885 an Stelle des alten zerstörten Bauwerkes hergestellt, gebildet, welche ein Staubecken von 31,56 Mill. m⁸ abschließt; weiter wäre zu erwähnen das zur Wasser

Das größte dieser Stauwerke ist das 1898 begonnene und 1902 vollendete Assuan-Reservoir; dasselbe wird durch eine ca. 2 km lange, in Granit gemauerte Talsperre von 28 m Höhe gebildet, welche ein Wasserquantum 1000 Mill. m³ aufspeichert. In den Jahren 1907—1912 wurde diese

Welt repräsentierend.

Durch diese Erhöhung der Sperrmauer um ca. 6 m und Anlage eines Auxiliarreservoirs durch Umwandlung des Wüstenbeckens Nadi Rajaan, eine in der libischen Wüste (Provinz Fayoum) gelegene Oase, in einen See

sollen im ganzen 4000 Mill. in³ Wasser magaziniert werden, um damit eine Fläche von 2 Mill. Feddäns (ä 0,42 ha), also 420000 ha bewässern zu können,

durch welche Anlage eine Vermehrung des Volksvermögens von 60 Mill. Pfund Sterling = 1440 Mill. K in Aussicht genommen ist, während die gesamten Baukosten des erhöhten Assuan-Stau weihers samt dem Auxiliär-See auf 5 Mill. Pfund Sterling = 120 Mill. K geschätzt werden. Ja man will noch weiter gehen, um durch eine gleichförmigere Verteilung des zur Bewässerung während eines Jahres zur Verfügung stehenden Wassers des Nilflußgebietes, also namentlich durch eine wesentliche Vermehrung des Niederwasserquantums des Nils während der 4 monatlichen Periode Mitte März bis Mitte Juli noch weitere große Flächen der Kultur zuführen zu können. Zu diesem Behufe sollen zwei Seen Mittelafrikas durch entsprechende Höherstauung nutzbar gemacht werden.

Insbesondere ist hierzu der Albert Nyanza-See in Aussicht genommen, in welchem während der 5 Monate Dezember bis Mai durch einen Aufstau von 2 m ein Wasservorrat von 7500 Mill. m³ aufgespeichert werden könnte. Dieses Stauwehr soll beim Ausfluß des Sees bei Fabongo errichtet und dadurch ermöglicht werden, die derzeit maximale Abflußmenge von 1300 m³ pro Sekunde auf die Zeit vom 1. Dezember bis 1. Mai auszudehnen, während jetzt das Abflußquantum zeitweilig bis 700 m³ pro Sekunde herabsinkt. In den anderen 7 Monaten müßte mit dieser Minimalabflußmenge das Auslangen gefunden werden. Würde der Aufstau jedoch mit 4 m Höhe durchgeführt werden, dann könnten schätzungsweise 17000 Mill. m³ in diesem See mehr magaziniert werden, durch welches Wasserquantum die Differenz vom Niederwasser zum Hochwasser zu 600 Sek./m³ auf weitere 6 Monate gedeckt erscheinen würde.

Außerdem steht noch der 68000 km² große Viktoria Nyanza-See als Sammel- bezw. Retentionsreservoir zur Verfügung und ist projektiert, an Stelle der Rigonfälle eine zweite Stauanlage zu baüen, durch welche dieser Seewasserspiegel um 3 m gehoben würde. Die Ausdehnung des Viktoria Nyanza-Sees ist eine derartig große, daß sein Spiegel nur um 0,23 m fallen würde, wenn man die für den Aufstau des Albert Nyanza-Sees auf 4 m gewonnenen 17 Milliarden m³ dem erstgenannten See entnehmen würde. Da der Viktoria Nyanza-See unmittelbar, und 500 m höher, oberhalb des Albert Nyanza-Sees liegt, so würden durch diese beiden Stauanlagen ungeheure Sammelreservoire geschaffen werden, gegen welche selbst der derzeit größte ägytische Sammelweiher von Assuan mit 2300 Mill. m³ Inhalt als ein nur unbedeutend kleines Sammelbecken erscheinen würde.

Gegen diese großartigen Anlagen und Projekte in Afrika erscheinen die europäischen Stauweiher, obwohl hierdurch für unsere Verhältnisse auch ganz außerordentliches geschaffen wurde, nur als Miniaturbauwerke.

So besitzen Frankreich, England und Italien für europäische Verhältnisse ganz bedeutende Stauweiher, welche der Wasserversorgung und

Speisung der Schiffahrtskanäle dienen. Es sind dies meist neuere Bauten (Staudämme und Mauern) von 1—9 Mill. m³ Fassungsraum und Stauhöhen bis 50 m.

Auch in Rußland sind diese, zumeist in Holzkonstruktion gefühlten Bauten vertreten. Deutschland besitzt in den Vogesen mehrere große Stauweiher bis 1 Mill. m⁸ Fassungsraum, denen sich in neuerer Zeit — ein Verdienst des verstorbenen Professors Intze aus Aachen — bedeutende Anzahl viel größerer Gebirgsreservoire angereiht haben, welchen hier unter anderen die große Urftalsperre bei Gemünd mit 45,5 Mill. m-J Fassungsraum bei 52,5 m Höhe der Talsperre, sowie die Marklissasperre im Queistal mit 15 Mill. m³ Inhalt bei 44,4 m Höhe hervorgehoben werden soll, ferner die eben vollendete Möhnetalsperre. Die größte europäische Talsperre wird demnächst die im Bau befindliche Edersp im Fürstentum Waldeck mit 220 Mill. m³ Fassungsraum werden.

In Belgien ist die große Gileppetalsperre bei Verviers zu erwähnen, in der Rheinprovinz der Stauweiher bei Remscheid als die erste von Prof. Intze im Jahre 1891 gebaute größere Talsperre.

In Österreich wurde im Jahre 1894 die erste nur für Hochwasserentlastung bestimmte, gemauerte Sperre am Kontinent errichtet, welche vom Verfasser dieser Handbücher projektiert und ausgeführt wurde; es ist dies die Talsperre bei Jaispitz in Mähren. (Siehe auch das spätere Verzeichnis über ausgeführte Talsperren.)

Endlich weist auch Amerika hervorragende Stauweiherbauten auf. Unter diesen Abschluß werken ragt bezüglich der Größe des Fassungsvermögens des Staubeckens die Eagle-Talsperre im Rio Grande mit 3100 Mill. Kubikmeter Fassungsraum, die Conchos-Talsperre in Mexiko mit 185 0 Mill. m³. der Roosevelt-Stauweiher am Salzfluß in Arizona mit

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1730 Mill. m⁸ und der Pathfinder-Stauweiher (Wyoming) mit 1234 Mill. m3 Inhalt hervor, der erstere derzeit das größte Staubecken der Welt; daran schließt sich der Shoshone-Stauweiher (Wyoming) mit 563 Mill. m³ Fassungsraum — alle diese drei Talsperren für Bewässerungszwecke errichtet, ferner die Stauweiher Neu Croton (New-York) und Wachusett (Massachusett) mit 114 bezw. 238 Mill. m³ Inhalt (für Wasserversorgungszwecke erbaut).

Bezüglich der Höhe der Staumauer gilt als die höchste Talsperre in Europa jene von Pu ent es in Spanien (1881—1886 wieder aufgebaut) mit 72 m Höhe bei einem Fassungsraum von 40 Mill. in³. Die sichtbare Höhe der Mauer von der Talsohle an bis zur Krone beträgt jedoch nur 48 m.

Zu den höchsten Sperren der Welt gehört die in den 1890 er Jahren durch A. Fteley erbaute, zur Versorgung der Stadt New-York dienende Crotonflußsperre, welche 90,6 m hoch ist und 114 Mill. m³ Wasser magaziniert, wobei die größte Wassertiefe nur 40 m beträgt, welche Sperre aber von der Shoshonesperre (Wyoming) mit 100 m Höhe und 75 m Wassertiefe noch überragt wird. Andere ansehnliche Höhen amerikanischer Sperren weisen der Roosevelt-Damm mit 84 m Gesamthöhe und 69 m Wassertiefe, der Pathfinder-Stauweiher mit 65 m Höhe und 57 m Wassertiefe, die Neu Crotonsperre mit 89 m Höhe und 47 m Wassertiefe, endlich die Wachusettsperre mit 62 m Höhe und 56 m Wassertiefe auf.

Als Type eines aus Stampfbeton mit Bruchstein-Verkleidung hergestellten Abschlußwerkes ist die 1888—96 erbaute Talsperre im Periyartale in Indien hervorzuheben, welche 54 m hoch ist.

Eine detailliertere Anführung der hervorragenderen neueren Talsperren bauten ist tabellarisch am Schlüsse dieses Kapitels gegeben.

B. Zweck der Stauweiher.

Wie erwähnt, wird durch die Anlage derartiger Reservoirs im allgemeinen ein entsprechender Ausgleich der variablen Niederschlags- bezw. Abflußmengen und eine Regelung der Abflußverhältnisse unterhalb dieser Bauanlagen bewirkt werden können. Im speziellen werden diese Bauten daher folgenden Zwecken dienen können:

i. als Sammelreservoire,

während des größten Teiles des Jahres teilweise oder ganz gespannt,

1.    für Versorgung von Städten mit Trink- und Nutzwasser;

2.    zur Schaffung einer permanenten Wasserkraft für Gewerbe- und Industriewerke, Mühlen, Sägen etc.;

3.    für Bewässerung der Grundstücke durch Speisung der Hauptzubringer, insbesondere bei der Sommerbewässerung (Irrigationsreservoire);

4.    zur Speisung von Schiffahrtskanälen, zumeist in den sogen. Scheitelstrecken.

2. Entlastungsreservoire,

auch Rückhaltungs- oder Retensionsreservoire genannt, zur Entwässerung der Ländereien. Die der Landeskultur zumeist schädlichen Sommerhochwässer der Gebirgsflüsse und Bäche haben in der Regel einen sehr unregelmäßigen Verlauf.

Während durch längere Zeit des Abflusses hindurch das Bach- oder Flußbett imstande ist, das dieser Periode entsprechende geringere sekundliche Durchflußquantum weiter zu leiten, tritt das in der Kulminationsperiode an-kommende Wasserquantum aus den Ufern aus, es exundiert und überflutet die angrenzenden im Inundationsgebiete gelegenen Grundstücke.

Die Entwässerung dieser Kulturflächen in Form der Verhinderung ihrer schädlichen Überflutung kann nun in den meisten Fällen durch eine entsprechende Regulierung des Talrezipienten, des Flusses in der bekannten Weise erfolgen.

Es treten jedoch auch Fälle ein, wo die zur Aufnahme der Hochflutwelle notwendige Beschaffung eines entsprechend großen Flußschlauches durch örtliche Verhältnisse bedingt undurchführbar oder doch wenigstens unrationell erscheint. Die größte, ausgedehnteste Inundation tritt während der Dauer der eigentlichen Hochflutwelle, welche bei Gebirgsflüssen und Bächen in der Regel eine nur kurze ist, ein. Ist man nun imstande, den Abfluß derart zu regeln, daß alle die Kapazität des rationell regulierten Flußschlauches überschreitenden sekundlichen Abflußmengen in einem oberhalb des Meliorationsgebietes errichteten künstlichen Staubecken (Gebirgsreservoir) durch eine gewisse Dauer zurückgehalten und erst später abgelassen werden, dann kann eine Exundation des t lußbettes unterhalb der Stauweiheranlage und damit eine schädliche Überschwemmung der Grundstücke verhindert werden.

Der Zweck eines solchen Retensions- (Entlastungs-) Stauweihers wird also darin bestehen, die gesamte während eines Hochwassers herabkommende schädliche Abflußmenge auf eine längere Abflußperiode zu verteilen und damit das maximale sekundliche Abflußquantum auf ein unschädliches Maß zu reduzieren. Mit Rücksicht auf diese Zwecke, sowie auf die bekannten mit der Anlage von Stauweihern verbundenen landwirtschaftlichen, hygienischen und industriellen Vorteile ist der Bau von speziellen Retensionsreservoiren an das Vorhandensein gewisser lokaler Verhältnisse gebunden. Das erste dieser die Zurückhaltung der Hochwässer in erster Linie im Auge habenden Meliorationsprojekte wurde in Mähren (Österreich) in dem 75 km langen Jaispitzbachtale nach dem Projekte ünd unter der Oberleitung des Verfassers, 1894/95, baulich durchgeführt.¹)

3. Retensions- und Sammelreservoire.

Wo es die Verhältnisse gestatten bezw. auch erfordern, werden Reservoire angelegt, welche gleichzeitig dem Zwecke der Hochwasserentlastung und beispielsweise auch der Irrigation und Industrie, seltener gleichzeitig der Wasserversorgung dienen.

C. Wahl der Talabschlußstelle.

Ohne auf den speziellen Zweck des Reservoirs vorläufig Rücksicht zu nehmen, wird man in allen Fällen bei Wahl einer Abschlußstelle bezw. Reservoirstelle nachstehende Punkte zu berücksichtigen haben.

1.    Die in Betracht kommenden Niederschlagsgebiete sind ihrer ganzen Ausdehnung nach bezüglich der Gefällsverhältnisse der Talsohlen, der Haupt-und Nebengerinne, eventueller größerer Geschiebs- und Sandführung, der Talsohlenbreiten und der Bewaldungsverhältnisse, weiter in bezug auf die geognostische Beschaffenheit so gründlich wie möglich zu durchforschen.

2.    Da in dem Flachlande und den Niederungen für größere Reservoire im allgemeinen infolge intensiverer Kultur die Grundeinlösung zu hohe Kosten verursacht, wird man die Reservoire mehr in den hügeligen und gebirgigen Teil des Niederschlagsgebietes verlegen und dabei womöglich

wenig oder gar

Für größere Anlagen soll das sogen. „Einzugsgebiet“ des Reser-das Niederschlagsgebiet, oberhalb des Stauweihers möglichst weshalb Reservoire nicht zu nahe der Wasserscheide situiert.

wählende oder vom Standpunkte der Bauökonomie maximale Fassungsraum des Stauweihers muß in einem

nicht kultiviertes Land wählen.

3.

voirs, d. i.

groß sein, werden sollen. Der zu

oft schon gegebene

sowie Wiener

n Vergl. Österr. Monatsschrift für den öffentlichen Baudienst, I. Jahrgang, landwirtschaftliche Zeitung 1897, Nr. 87, und 1898.

richtigen Verhältnisse zur Größe des Niederschlagsgebietes bezw. der verfügbaren Regenhöhen des Einzugsgebietes stehen, so daß das als notwendig erkannte Aufspeicherungsquantum durch die Niederschläge auch wirklich gedeckt, das Reservoir unter Umständen mehrmals im Jahre gefüllt werden kann. Falls das Reservoir Retensionszwecken zu dienen hat, muß das Einzugsgebiet insbesondere ein möglichst großes sein, um für die unterhalb liegenden Gegenden in einem Maße entlastend zu wirken, welches in einem günstigen Verhältnisse zu den Baukosten des Gebirgsreservoirs steht.

4.    Die Abschlußstelle des Reservoirs, d. i. die Baustelle für die Talsperre, soll möglichst eng sein, während bachaufwärts, also oberhalb der Sperre, das Tal sich möglichst erweitern soll, wodurch mit tunlichst geringen Baukosten die größtmöglichste Wassermenge aufgespeichert werden kann.

5.    Bei Annahme einer günstigen Abschlußstelle bezüglich des Verhältnisses ihrer Breite zu der mittleren Reservoirwasserspiegelbreite soll das Gefälle der Talsohle selbst ein möglichst geringes sein, wodurch mit einer verhältnismäßig niedrigen Mauer ein größerer Fassungsraum erzielt werden kann, als bei steilem Gefälle und hohen Talsperren. Dieser Faktor ist sehr zu berücksichtigen, da die Kosten einer Talsperre (Erde oder Mauerwerk) mit zunehmender Höhe in abnormalem Verhältnisse wachsen.

6.    Die Abscblußstelle selbst muß in bezug auf die Fundierung des Bauwerkes insbesondere geognostisch gewissen Anforderungen entsprechen. Für Talsperren aus Mauerwerk muß in nicht allzu großer Tiefe an der Sohle sowie an den beiden Tallehnen ein gesunder nicht zerklüfteter Fels angetroffen werden. Bei geschichtetem Fels ist eine horizontale (tonnlägige) oder gegen das Reservoir einfallende Lagerung erwünscht und ist das saigere (vertikale) oder nach dem Talgefälle gerichtete Einfallen der Schichten womöglich zu vermeiden. Das Streichen der Schichten ist am günstigsten in der Richtung der Sperrmauer, am ungünstigsten senkrecht auf diese. Während das Einfallen der Schichten insbesondere für die Verminderung des Gleitens der Mauer auf dem Untergründe maßgebend ist, hängt von dem Streichen der Schichten der Grad der Wasserundurchlässigkeit des Reservoirs, sowie die Kosten des Fundamentaushubes ab. Unter den ungeschichteten Felsarten gewähren Granit, Basalt, Trachyt und Porphyr den besten Untergrund. Bei geschichtetem Felsuntergrunde muß nebst Lagerung und Zerklüftung auch noch darauf geachtet werden, daß unter der Sohle des Fundaments keine Letten-, Ton- oder Mergelschichten und derartige Einlagerungen oder wasserdurchlässige Sandschichten sich befinden, welche von dem unter höherem Druck stehenden Wasser des Sammelbassins durchfeuchtet, nachgiebig gemacht und zum Abrutschen gebracht werden können. Insbesondere muß auch eventuellen Verwerfungsspalten die größte Aufmerksamkeit gewidmet werden. Die Fundamentuntersuchungen für das Detailprojekt dürfen sich nicht auf die Abteufung einiger Bohrlöcher oder enger Versuchsschächte in der Längsachse der Mauer beschränken, sondern muß die künftige Fundamentsohle in möglichst vielen Punkten auf die ganze Breite der Mauer ausgedehnt bloßgelegt werden, will man sich nicht späteren großen Täuschungen aussetzen und soll dei Ingenieur mit aller Energie auf die Durchführung dieser genauen Untersuchungen hinaibeiten trotz des in der Regel an den Tag gelegten Widerstandes seitens der das finanzielle Interesse der betreffenden Körperschaft (Gemeinde, Landesbehörde) scheinbar vertretenden maßgebenden Laien.

Die Erfahrung lehrt, daß mitunter in Probelöchern und kleinen Versuchsschächten gesunder Leis erschlossen wurde, welcher sich nach Bloßlegung der ganzen Mauerfundamentgrube beim Baue selbst als großer Lindling oder als Lelsbank erwies, unter welcher sich eine zur Lundierung nicht geeignete Bodenschichte vorfand. In anderen Lällen ergaben kleine in der Längsachse des Tales abgeteufte Probeschächte in übereinstimmenden Tiefen festen Leis, der gerade an der Stelle der beim Bau eröffneten Lundament-grube sich als eine aus gesundem Material bestehende Lelskuppe erwies, während ringsum nur verwittertes Lelsmaterial aufgeschlossen wurde. Derartige ungeahnte Täuschungen bedingen sodann eine oft bedeutende Kostenerhöhung infolge größerer Lundierungstiefe oder in manchen Lällen die vollständige Auflassung dieser Abschlußstelle. In Anbetracht der hohen Verantwortung, welche diese Bauten allen Beteiligten auferlegen, muß neben einer vorzüglichen Bauausführung des Objektes selbst auch insbesondere auf die vorzüglichste Lundierung gesehen werden.

Um nur einzelne solcher Lälle hervorzuheben, sei auf die Erfahrungen beim Bau des Jaispitzstauweihers hingewiesen, ein Lall, der bei Gneisfundamenten häufig wiederkehrt. Auch beim Bau des Lauchenweihers in den Vogesen zeigte sich trotz des in den Probeschächten erschlossenen, ungemein harten kompakten Grauwackenfelses bei der späteren Aufdeckung der Baugrube auf ihre ganze Breite, daß man es an einzelnen Stellen mit großen Lindlingen (Blöcken) zu tun hatte, infolgedessen mit der Lundierung bedeutend tiefer gegangen werden mußte und natürlich eine nicht vorhergesehene nahmhafte Vermehrung der Baukosten zur Lolge hatte. Eine andere in den Vogesen projektierte Talsperrenabschlußstelle mußte aus ähnlichen Gründen ganz aufgelassen werden. Natürlich wird die Schuld dann von den sogen, maßgebenden Persönlichkeiten auf das Konto der Lachingenieure gebucht, Lälle,' von denen Deutschland und Österreich einiges erzählen könnten, zum Unterschiede von Lrankreich, in welchem Staate die in derartigen Bauangelegenheiten maßgebenden Personen eben auch Lachmänner sind.

Aber auch andere als Typen solider Lundamente geltende Lelsarten haben bei ihrer Aufschließung ganz merkwürdige Überraschungen geboten, die aber in der Regel nie der Öffentlichkeit bekannt gegeben werden.

So ist das Anstehen von Granit nicht immer schon im voraus als günstiges Anzeichen einer seichten Lundierung zu betrachten.

Bei den Talsperrenbauten bei Reichenberg in Böhmen konnten in dieser Richtung weniger angenehme wie geognostisch interessante Wahrnehmungen gemacht werden. Der dort aufgeschlossene feinkörnige bis porphyrartige Granit mit großen Lelsspaltindividuen übergeht in seinen oberen oft mächtigen Schichten in ausgesprochenen Grus, der wohl nach den Untersuchungen wasserdicht sein soll, auf welchen entweder direkt oder nach Übergießen mit

Zementwasser gemauert oder aber der Druck auf eine Betonplatte übertragen wurde. Immerhin wäre eine solche Fundierung, wenn tunlich, zu vermeiden.

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Bei dem Harzdorf er Talsperrenfundamentaushub, zu dessen Vollendung ic gerade kam zeigte der Granit eine Schichtung, und zwar Bänke gesunden, unverwitterten Gesteins wechsellagernd mit stark verwitterten Grusschichten und Vestern, zu deren vollständiger Abtragung bis zur Erreichung des vollkommen

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Fig. 109. Meschede-Talsperre. Verwerfung der Felsbänke in der Fundamentsohle.

tragfähigen Felsens stellenweise ein Herabgehen in größere Tiefen notwendig wurde. In diesem Fundamente trat auch eine höchst selten vorkommende ringförmige Bildung, eine lakkolithische Ablagerung des Granites zutage, deren durch mich veranlaßte Aufnahme (3. Juni 1903) in Fig. 108 wiedergegeben ist.

Ein anderes interessantes Beispiel der Fundamentaufschliessung bilden die Verwerfungen der Felsbänke bei dem Aushub der Fundamentgrube der

18

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Meschede-Talsperre (Fig. 109), welche l¹^ km oberhalb der Mündung der Henne in    die Ruhr    liegt. Das    anstehende    Gebirge besteht aus    Schiefer,

Grünstein    und Kalkstein, welche    beide letztere Gesteinsarten das    Liegende

der Schiefer bilden, die erst oben in den Talgehängen in beiläufiger Höhe der Talsperrenkrone aufgelagert sind.

In dem linken Teil der Fundamentgrube wurde nun außer einigen kleineren Spalten auch eine ca. 2 m breite Kluft aufgeschlossen, welche mit Mergel und verwittertem Gestein ausgefüllt war, auf 2—8 m ausgehoben und mit Beton    ausgefüllt.    Der rechte    Hang wies    noch unangenehmere    Verhältnisse auf,    indem er    größtenteils    aus losem,    bröckligem Kalkstein    bestand,

der überdies noch Höhlungen aufwies.

Alle Klüfte und Hohlräume mußten mit Beton ausgefüllt oder mit Zementmörtel ausgegossen werden, welche sehr schwierige Fundierung gegenüber den präliminierten Aushubkosten 600000 M. Mehrkosten verursachte, während der ganze Bau mit 2,3 Mill. M. veranschlagt war. Wie Mattem in seinem Werke, aus welchem auch die prächtige Abbildung mit Bewilligung entnommen wurde, bemerkt, hätte man bei früherer Kenntnis dieser ungünstigen geologischen Verhältnisse vermutlich eine andere Baustelle gewählt, so aber scheute man sich, als für die Freilegung bereits Hunderttausende verausgabt waren, die Baustelle aufzugeben.

Ein Fingerzeig mehr, daß bei der Bewilligung bezw. Präliminierung der Kosten des Fundamentaushubes dieser eine weitgehende Aufschließung der Untergrundverhältnisse schon bei den Vorarbeiten vor Aufstellung des Detailprojektes ins Auge zu fassen ist, und zwar dies um so mehr, als mit bedeutender Vertiefung der Fundamentsohle die Mehrkosten der dadurch höher werdenden Talsperrenmauer unverhältnismäßig an wachsen.

Talsperren aus Erde (Abschlußdämme) werden auf Felsen selbst nie fundiert, sondern immer nur dort errichtet, wo unter den Alluvionen der Talsohle auf eine wasserundurchlässige, tragfähige, genügend starke Lehmschichte gestoßen wird. Ebenso soll im Reservoirbecken selbst der Untergrund eine mindestens l¹/^ m starke Lehm- oder Lettenschichte enthalten, wodurch allein die Möglichkeit eines sehr geringen Versickerungsverlustes geboten ist. Dabei muß wohl berücksichtigt werden, daß durch die allmähliche Verschlämmung auch nachträglich eine Dichtung erreicht werden kann. Was die Tragfähigkeit des Untergrundes anbelangt, so werden die zulässigen Maximalbelastungen bei der baulichen Durchführung solcher Reservoire besprochen werden. Auch hier muß der Projektant auf die genaueste Untersuchung des Baugrundes vor Aufstellung des Detailprojektes durch viele und große Probeschächte (nicht Bohrlöher) unter allen Umständen bestehen. (Siehe auch: M. Singer, Geologische Erfahrungen im Talsperrenbau. Zeitschrift d. österr. Ing.- u. Arch.-Vereins 1918, Jahrg. 20/21.)

D. Konstruktive Durchführung der Gebirgsreservoire.

Die konstruktive Durchführung wird insbesondere eine verschiedene sein, je nach dem Materiale, aus welchem das Abschlußwerk hergestellt wird, und sollen demgemäß zuerst die Talsperren in Stein und sodann jene in Erde (die Staudämme) behandelt werden.

I. Abschlufswerke (Talsperren) aus Mauerwerk.

nachstehende Hauptgruppen zu

man

Bei jeder Stauweiheranlage hat unterscheiden:

zusammen

1.    die Reservoirmauer (Talsperre) samt zugehörigen Objekten, „Abschlußwerk“ genannt;

2.    die Nebenobjekte; in manchen Fällen ferner

3.    den Umlauf- oder Derivationskanal; sodann stets

4.    Wege- und Straßenbauten; und

von Runsen im Reservoirgebiet, Telegraphen-

dem Überfallwehr

5.    Nebenarbeiten, als Bachregulierungen, Uferbefestigungen, Anpflanzungen, Aufforstungen, Verbauung

vor

Verbindung für Wetternachrichtendienst, Planien und für das Wächterhaus; endlich

6.    die Grundeinlösungen und Wasserrechtsentschädigungen.

i. Das Abschlufswerk.

Das Abschlußwerk ist gebildet aus:

a)    der Talsperre oder Reservoirmauer als solche,

b)    dem Überfallwehr samt Ablaufgerinne und

c)    dem Grundablaß, welcher in der Regel die Vorrichtung zur geregelten konstanten Wasserabgabe an die Mühlen und Industriewerke, für Bewässerungszwecke etc. enthält. Bei größeren Rentensionsreservoiren tritt dann in der Regel noch ein zweiter größerer Grundablaß,

d)    der Hochwasserstollen, hinzu.

a) Die Talsperre (Querschniftsform derselben).

Wenn überhaupt jedes Bauwerk derart konstruiert werden muß, daß es mit Rücksicht auf die auf dasselbe einwirkenden Kräfte — auf ihre Beanspruchung — bestimmten Bedingungen entsprechen muß, um auf eine gewisse absehbare Zeit standfest (stabil) zu sein, so werden mit Rücksicht auf die in Aussicht zu nehmende sehr lange Bestandesdauer, die große Verantwortung und die bedeutenden Kosten von Reservoirmauern dieselben insbesondere in bezug auf ihre Stabilität und ihre bauökonomische Querschnittsform den strengsten Anforderungen genügen müssen. Die Bedingungen, denen das Talsperrenprofil in vollem Maße entsprechen muß, werden folgende sein:

1.    Die Mauer soll sowohl bei gefülltem wie bei leerem Reservoir in den einzelnen Horizontalschnitten annähernd gleiche Maximalpressungen zeigen bezw. die Unterschiede sollen nicht zu bedeutende sein; Zugspannungen sind selbstredend ausgeschlossen, aber auch sehr kleine Druckspannungen, welche sich der Null nähern, sollen vermieden werden, weil durch das nicht überall vorhandene gleiche spezifische Gewicht des Mauerwerkes in Wirklichkeit die ausgerechnete kleine Druckbelastung eine Zugspannung sein kann.

2.    Soll die Drucklinie, damit eben nirgends Zugspannung (also Klaffen der Mauerfugen) auftritt, weder bei leerem noch bei gefülltem Becken nie

aus

dem mittleren Drittel jedes Horizontalschnittes herausfallen.

3.    Soll die maximale Belastung in den einzelnen Teilen des Mauerkörpers sowie des Fundamentuntergrundes die zulässige Inanspruchnahme des Materials

18*

nicht übersteigen. Im Gegenteile soll für nicht zu hohe Mauern eine Kantenpressung von 5—6 kg pro cm² nicht überschritten werden, und ist nur bei sehr hohen Mauern (50 m) eine Druckbelastung von 10—12 kg pro cm'² zulässig (das letztere Maß wurde zuerst bei den hohen französischen Talsperren bei vorzüglicher Beschaffenheit des Untergrundes akzeptiert, sodann auch in andern Ländern angenommen, ohne auch von den geringsten Anständen begleitet zu sein).

Wird berücksichtigt, daß der Bruchmodul eines soliden Felsuntergrundes zwischen 100 und 1100 kg pro cm² (Kalkstein und Granit) schwankt und die zulässige Inanspruchnahme von Kalkstein 20, von hartem Sandstein 30 und von Granit 60 kg pro cm² beträgt, so repräsentieren obige angenommenen Maximalpressungen von 5—12 kg eine 20—100fache Sicherheit

gegen Zerdrücken und eine 4—5 fache Sicherheit gegenüber der zulässigen Inanspruchnahme.

4. Die Mauer muß gegen Gleiten die nötige Sicherheit aufweisen. Es muß also der Winkel o>, welchen die Resultierende R aus Mauergewicht und Wasserdruck mit der Normalen auf die Basis bezw. auf jede beliebige Mauerwerksfuge bildet, kleiner als der Reibungswinkel q von Stein auf Stein (im Mittel ^ = 30°) sein, d. h., es muß sein (Fig. 110).

5. Soll bei Vorhandensein aller dieser Stabilitätsbedingungen die Profilfläche ein Minimum sein, also ein bauökonomisches Querprofil darstellen.

zisi

S-r-y-

; j /    . .    ....

-Vf ~f ? -M H

"TT'T^nr^TT^T"

4-

ie

Fig. 110.

6. Bei den neueren Profilen werden auch die Rand Spannungen (an den Rändern des Mauerwerkes auftretende, als Resultierende zwischen Schubkräfte und Pressungen anzusehende Kräfte) in die Untersuchung einbezogen, desgleichen

7. die Schubspannungen, insbesondere bei hohen Mauern, welche wohl nur für die Fundamentfuge von Bedeutung sind. Endlich haben reine Theoretiker noch

8. den Auftrieb (den Unterdrück) in das Kalkül gezogen, indem sie an-nahmen, daß in die Fugen Wasser eintreten kann, und durch den so entstehenden Auftrieb die Wirkung des Mauergewichtes wesentlich reduziert werden kann.

Alle diese Momente, vom Standpunkte der reinen Theorie vollkommen gerechtfertigte Annahmen sind aber für die Praxis im Falle der soliden kunstgerechten Ausführung des Mauerwerkes (bei Zyklopen Bruchsteinmauerwerk) und Vorhandensein eines unzerklüfteten, undurchlässigen Felsuntergrundes unbedenklich, wie dies die große Anzahl von ausgeführten älteren und hohen Talsperren auch nachweisen.

Bei Mauern, aus Beton oder Betonblöcken, Quadern etc. hergestellt, bei durchlässiger k undamentsohle etc. werden jedoch diese Berechnungen schon an Bedeutung gewinnen. Sind doch in erster Linie die theoretischen Annahmen, auf welche die Berechnungen basiert werden, insbesondere bei Bruchsteinmauerwerk nicht immer übereinstimmend mit der Wirklichkeit.

So wird ja bei der Verschiedenheit des spezifischen Gewichtes, sowohl des Steines als solchen, als auch des Bruchsteinmauerwerkes (Verschiedenheit der Raumverhältnisse des Steinmateriales zum Zementmörtel) auch das gleichförmig angenommene spezifische Gewicht des Mauerwerkes praktisch nicht überall dasselbe sein.

von

Ein Eindringen des Wassers in die Fugen auf größeren Flächen ist bei vorzüglichem Mauerwerk und guter wasserseitiger Abdichtung ausgeschlossen. Überdies wurde schon seit längerer Zeit durch Einbau von Drainageleitungen in den Mauerwerkskörper und von der Sohle aus dieser Möglichkeit entgegengearbeitet. Die Anordnung eines Zyklopenverbandes und das Vermeiden von horizontalen durchgehenden Fugen wird auch allen anderen Bedenken entgegenarbeiten, um so mehr als die Mauerwerksschichten gegen die Talseite zu während des Baues immer höher gehalten werden, so daß, wenn man schon Fugen sprechen will, dieselben nie horizontal, sondern senkrecht auf die Drucklinie angeordnet erscheinen, wodurch auch das Gleiten, also die Schubspannungen aufgehoben werden.

Es stellt sich daher in den meisten Fällen die Berücksichtigung des Unterdruckes als eine unnötige, durch die bedeutende Profilvergrößerung be-

dingte Kostenerhöhung heraus.

Es gibt jedoch noch Fälle, wo

bei durchlässigen zerklüfteten Felstalsohlen ein Auftrieb in Berücksichtigung zu ziehen ist, doch wird wohl nie mit einem Unterdrück auf die ganze Fugenbreite verteilt (Fundamentsohlenbreite)

gerechnet werden dürfen.

So wurde unter anderen bei den Talsperren im Neyetal und Oestertal 1904 und 1908 durch in den Rohrstollen auf den von der Fundamentsohle aufsteigenden Mannesmannröhren anmontierten Manometer Unterdrück konstatiert.

Nimmt man aber selbst den Fall an, daß eine klaffende Fuge auf der Wasserseite entsteht, dann wird der Druck des eintretenden Wassers nicht allein im aufwärts gerichteten Sinne — als Auftrieb — wirken, sondern wie bei einer Druckrohrleitung der hydrostische Druck nach allen Richtungen hin ein gleicher sein.

Außer der Solinger Talsperre, welche die erste war, die nach der Lick-fel dt sehen Methode auf offene Lagerfugen und inneren Wasserdruck gerechnet wurde, wurden auch die Marklissa-, Mauer-, Bystricka u. a. Sperren

auf diese Eventualität hin untersucht.

mauern

Bauunternehmer

Lickfel dt hebt in seiner Abhandlung: „Die Standfestigkeit der Stau-mit offenen Lagerfugen“ (Zentralbl. f. Bauverw. 1898, S. 106) hervor, daß die Forderung einer nach allen Richtungen hin tadellosen Ausführung, die bei Übertragung an einen im Mindestgebotverfahren ermittelten selbst bei gewissenhaftester staatlicher Aufsicht oft nicht

zu erfüllen sein wird, eine so ungewöhnliche ist, daß es eines weiteren Beweises für die Schwäche der bisherigen Theorie kaum bedarf, zumal hier die einfachsten Belastungsverhältnisse vorliegen und hält er es der Mühe wert, zu untersuchen, ob es nicht erreichbar ist, unter Annahme einer Mauerwerks-Ausführung von üblicher Güte, die Standsicherheit zu gewährleisten, worauf er in die Entwickelung seiner Berechnungsmethode eingeht.

Nun ist die Ausführung des Mauerwerks von Talsperren de facto oft nur von „üblicher Güte“ aus dem Grunde, weil infolge niederen Einheitspreises seitens einzelner nur in Wahrung des eigenen Interesses arbeitenden Bauunternehmungen oder wegen Mangel an praktischen Erfahrungen in diesem speziellen Baugebiete nicht immer mit der nötigen Sorgfalt gearbeitet wird, andererseits der oft sehr grobe künstlich erzeugte Bruchsand im Verein mit einer zu steifen Mörtelkonsistenz ein gutes sattes Ausfüllen aller Fugen unmöglich macht.

Als Illustration für die bedeutenden Differenzen in den Pauschauloffert-summen bei Vergebung des Baues von Talsperren möge nachstehend das Resultat einer Offertverhandlung in Österreich dienen.

Die Einheitspreise pro Kubikmeter Talsperrenmauerwerk schwankten bei 17 offerierenden Firmen zwischen 16,50 K. und 36,50 K., wobei diese Ziffern bei zwei Firmen, welche in der Gegend bereits Talsperrenbauten durchgeführt hatten, zwischen 29,30 und 33,78 K., bei 7 Firmen zwischen 27 und 29 K., bei 6 Firmen zwischen 23 und 28 K. lagen und nur eine Firma 16,50 K. offerierte, welche auch den Bau erhielt, welcher Unternehmung jedoch nach vollendetem Bau infolge ihrer überdies gerechtfertigten Mehransprüche eine sehr namhafte Aufzahlung gerichtlich zugesprochen wurde. Zur weiteren Beurteilung möge noch hervorgehoben werden, daß sich die Gesamtoffertziffern für die Durchführung des ganzen Baues zwischen 1 und 2 Mill. K. bewegten.

Nachdem sich ähnliche, wenn auch nicht derartig große Differenzen in den Offertziffern auch bei den meisten anderen Bauvergebungsverhandlungen ergeben, so erscheint die früher hervorgehobene Äußerung Lickfeldts begründet.

Was die Form des Mauerquerschnitts anbelangt, so hat man bei allen neueren Sperren zumeist die Dreiecksform Acf als Grundform angenommen (siehe Fig. 110).

Theoretisch könnte in der Wasserspiegelhöhe die Breite der Mauer =0 sein, da bei ruhigem Wasser in diesem Punkte keinerlei Pressung herrscht. In der Praxis jedoch muß dem Angriffe des Wellenschlages, des Windes, Eisstoßes, insbesondere jedoch der Möglichkeit einer Begehung der Mauerkrone Rechnung getragen werden.

In dieser Richtung wird der Mauer eine Kronenbreite (b) von normal 3—5 m gegeben. Nur in jenen Fällen, wo die Mauerkrone gleichzeitig als Fahrstraße benutzt werden soll, wird eine dem jeweiligen Zwecke entsprechende größere Breite angenommen werden. Aus Gründen der gleichförmigeren Verteilung der Belastung, also zur Erzielung einer gleichförmigen Beanspruchung des Mauerwerkes in den einzelnen Horizontalschnitten, wird, statt die Wasser-

seite lotrecht zu machen, dieselbe Krone an mit einem Anzug (Neigungsverhältnis ca. 1 : 10), also steil geböscht angelegt (s. d B in Fig. 110). suchungen solcher Mauerprofile, insbesondere solcher von größerer Höhe, empfiehlt es sich, diese Böschung von 1 : 10 schon von dem Mauerkronenpunkte c aus anzunehmen, wodurch die gewöhnlich p\.o Beanspruchung günstigste Stelle bei i wesentlich entlastet wird, überdies die Vertikalkomponente des Wasserdruckes das Mauergewicht ohne Kosten vergrößert. Endlich wird der durch den Zusammenstoß der beiden Geraden ui und ciA gebildete stumpfe Winkel u i A durch einen Kreisbogen ausgeglichen.

Bei den ersten Reservoirprojekten, welche ich in den Jahren 1881 bis 1884 für den mährischen Landesausschuß anfertigte, nahm ich als Grundlage der Berechnung und graphostatischen Untersuchung die Trapezform und Profilnormen des Ingenieur en chef de ponts et chausses Krantz in Paris an (siehe die spätere Fig. 121), wich jedoch infolge der gelegentlich der bei den später unternommenen Studienreisen in Nord-, Mittel- und Südfrankreich, Elsaß, Baden, Westfalen, Belgien, Holland, Norwegen, Schweden, Hannover und Bayern gemachten Erfahrungen von diesen Profilen wieder ab.

Für die Grundform der Staumauer als rechtwinkliges Dreieck mit vertikaler Wasserseite, bei welcher die Drucklinie bei vollem und leerem Becken innerhalb der Kernfläche verläuft, die senkrechten Kantenpressungen bei vollem und leerem Becken gleiche sind, dieses unter der Wirkung des Wasserdruckes W (spezifisches Gewicht y) und das Eigengewicht G der Mauer (spezifisches Gewicht y¹) stehende Profil, also keine Zugspannungen aufweisen soll, gilt, wenn h die Höhe, B die Basisbreite und y = 1 ist, die

Gleichung B — —p=-V Yi

Diese Profilbedingungen rücksichtlich des Nichtauftretens von Zugspannungen gelten jedoch Grunde in der Praxis die Wasserseite nicht senkrecht (lotrecht), sondern geneigt (geböscht) angelegt wird.

Wird ein Mauerprofil ohne Erdanschüttung und ohne Unterdrück ins Auge gefaßt, dann gilt .im Grunddreieck ohne Zugspannung für die minimale Basisbreite die Gleichung

von

einer gewissen Tiefe oder von der

Nach den vielfachen statistischen Unter-

un-

nur

für Mauern von geringer Höhe, aus welchem

\hi (1 — ») + » (2 — n)

die Größe des Böschungsverhältnisses der Wasserseite

wobei n

Dies gebe beispielsweise bei h — 10 nr, u breite

bedeutet.

rH

= 0,1 und y¹ = 2,4 eine Basis-

10

yl 2,4 (1-0,1) +0,1 (2-0,1)

. 6,53 m,

daß ist also B = 0,65 h (also ca. ²/₃ h). Für y¹ = 2,6 ergibt sich ein B = 6,29 m In der wirklichen Ausführung bei Annahme des zu untersuchenden Profiles

wird jedoch das B wesentlich größer genommen und erreicht bei hohen Mauern bis ³/₄ h (0,75 h).

Sollte der Unterdrück in Berücksichtigung gezogen werden, so hält Link mit Recht die Annahme des vollen Unterdruckes unter der ganzen Fugenfläche für wiedersinnig, wenn dabei noch die Forderung der Vermeidung von Zugspannungen erhoben würde, da eben der volle Unterdrück nur bei klaffender, also schon abgetrennter Fuge denkbar ist. Link nimmt nun als ungünstigsten Fall an, daß von der Wasserseite an gerechnet auf ²/8 der Fugenlänge sich Unterdrück in rechteckiger Verteilung einstellt, während das luftseitige Drittel vom Unterdrück frei bleibt. Demnach wäre das Grunddreieck einer Staumauer derartig zu bemessen, daß bei Eintreten eines Unterdruckes auf ²/₃ der Fugenlänge keine Zugspannungen entstehen und würde dann ein -

\ y¹ (1 — n) + n (2 — n) — m

resultieren, wobei m denjenigen Bruchteil der Fugenfläche bedeutet, den man als durch Unterdrück beansprucht ansehen will. Link nimmt als zweckmäßige Annahme für m = 0,3 bis 0,4.

Der Vorgang bei der statischen Untersuchung eines Talsperrenmauerprofils unter Berücksichtigung der Bedingungen 1—5 (S. 276) ist nun folgender:

Man wird in erster Linie ein Normalprofil für die betreffende Höhe wählen und nun dasselbe rechnerisch und graphostatisch untersuchen. Als Normalprofil wählt man ein rechtwinkeliges Dreieck, dessen Basis Af beiläufig gleich ³/₄ der Höhe h angenommen wird (inkl. der Verbreiterung der Wasserseite durch den ¹/₁₀ Anzug). Für die statische Untersuchung ist als Wassertiefe stets die gesamte Mauerhöhe bis zur Fundamentsohle (nicht Talsohle) sicherheitshalber in Rechnung zu ziehen. Die Tiefenlage des Beginnes dieses Anzuges d nach den deutschen älteren Profilen richtet sich nach der Gesamthöhe der Mauer und wird bei kleineren Mauern 2—3 m, bei höheren 6—8 m und darüber betragen. Prof. Intze hat diesen Anzug auch schon von der Mauerkrone an angeordnet, und zwar sowohl von der Luft-wie von der Wasserseite aus, wodurch die Mauerprofilfläche natürlich größer wird (siehe die graphostatische Untersuchung des Mauerprofiles der Voigtbachsperre Tafel XI). Entsprechend der gewünschten Kronenbreite b wird das Profil im obersten Teile rechteckig, endlich als Basis der Berechnung der Wasserspiegel in gleicher Höhe mit der Mauerkrone angenommen. Zum Be-hufe der rechnerischen Untersuchung teilt man nun das Profil in Lamellen von 1—5 m Höhe ein und untersucht bezw. berechnet nachstehende Größen

für jede Kante. Wir haben z. B. für die unterste Kante AB, also die Mauerbasis (Fig. 110), nachstehende Größen zu suchen:

ä) Die horizontale Komponente des Wasserdruckes Bf,

(v angreift; d!eselbe

welche für die Kante AB in dem untersten Drittel berechnet sich wie bekannt aus der Formel (ton — Tonnen ä 1000 kg).

JJton —

]l~y

einzuhaltenden hohen Sicherheitsgrad

sonst

wobei y = 1000 kg das Gewicht von 1 m³ reinen Wassers bedeutet. Wenn auch das in dem Reservoir sich ansammelnde Wasser sehr häufig nicht rein ist, also ein etwas gröberes spezifisches Gewicht als 1,0 besitzt, so kann diese Differenz mit Rücksicht auf den vernachlässigt werden.

ß) Die vertikale Komponente des Wasserdruckes V Im F alle der Annahme einer durchaus vertikalen wasserseitigen Mauerböschung würde V= o werden; im vorliegenden Falle jedoch ist diese Komponente gegeben durch das Gewicht des Wasserkörpers ocdB = Fv und greift im Schwerpunkt s dieser Fläche an. Es ist also:

yton = jpvm2 y

Diese beiden Komponenten H und V schneiden sich im Punkte k\ wird von diesem aus nach einem ganz beliebig gewählten Kräftemaßstab auf der horizontalen Linie km die Größe von H auf der vertikalen V = kl in Tonnen aufgetragen und das Kräfteparallelogramm kmnl gezeichnet, so erhalten wir in kn die Größe und Richtung

y) des Wasserdruckes IV,

welcher senkrecht auf die Angriffsböschung dB gerichtet ist. Dieser Wasserdruck ist nun zusammenzusetzen mit dem Mauergewichte.

<?) Das Mauergewicht G,

welches im Schwerpunkt S des ganzen Mauerprofiles Fg (bei Untersuchung anderer Fugen des oberhalb derselben gelegenen Mauerprofilteiles) angreift, ist Gton «= Fgm<l.y‘, wobei y‘ das Gewicht von 1 m³ des Mauerwerkes bedeutet. Diese Größe ist von der Art der Herstellung des Mauerwerkes, sowie von dem spezifischen Gewicht des verwendeten Mauersteines und des Mörtels abhängig und muß praktisch vorher auf folgende Weise festgestellt werden. Wir nehmen an, daß das Talsperrenmauerwerk in Zyklopen verband und in hydraulischem Kalkmörtel gelegt, aus Sandstein hergestellt werden soll.

Man bestimmt zuerst das spezifische Gewicht des zum Bau zu verwendenden Steines aus möglichst vielen Steinproben, sowie des hydraulischen Mörtels nach dem durch Versuche festzustellenden Mischungsverhältnis von Sand und Zement (Roman-Zement oder Roman- und Portland-Zement gemischt). Beide Gewichtsbestimmungen müssen in vollkommen trockenem Zustande erfolgen, damit der im Falle von Rißbildungen eintretende Auftrieb des Wassers durch das bei der Berechnung nicht berücksichtigte Mehrgewicht des Mauerwerkes infolge später eintretender Durchfeuchtung parallelisiert wird.

Es hat beispielsweise der betreffende Stein im trockenen Zustand pro m³ ein Gewicht von 2000 kg, der hydraulische Mörtel 1700 kg. Bei einem gut hergestellten Talsperrenmauerwerk in Zyklopenverband beträgt die Menge des verwendeten Mörtels ca. 30—40 °/₀ des Gesamtvolumens Wir erhalten daher

ä 1700 „ = 680 „

0,60 m³ Bruchstein ä 2000 kg = 1200 kg, 0,40 „ Mörtel

mithin zusammen 1880 kg

bei 30°/o Mörtelverbrauch 1910 kg als Gewicht von 1 m³ trockenem Mauerwerk in Sandstein.

Dieses Gewicht gilt für die Untersuchung der Stabilität (Standsicherheit gegen Umkippen); zur Bestimmung der maximalen Kantenpressungen (Inanspruchnahme des Mauerwerkes und Untergrundes) ist hingegen in gleicher Weise das Gewicht von 1 m³ vollkommen durchfeuchtetem Mauerwerk in Rechnung zu setzen.

Nehmen wir als anderes Beispiel Granit (spezifisches Gewicht zwischen 2,50 und 2,85, im Mittel ca. 2,6) und einen Mörtelverbrauch von 33 °/₀ an, wie er bei sehr guter Mauerung und nicht zu kleinen Bruchsteinen immer erzielt werden kann, dann haben wir, für Traßmörtel 1,9 spezifisches Gewicht angenommen:

0,66 in³ Granitbruchstein ä 2600 kg = 1716 kg, 0,33 „ Mörtel

ä 1900 „ = 627 „

mithin zusammen 2343 kg als Gewicht von 1 m³ Granit-Zyklopenmauerwerk.

Für Gneis und Traßmörtel ergibt sich beiläufig 2400 kg.

„ Tonschiefer und Grauwacke in Traßmörtel 2300 „

Ein anderes Beispiel der Berechnung siehe den Bau der Wiestalsperre. Um diese Gewichte den lokalen Verhältnissen möglichst anzupassen, empfiehlt es sich auch, mehrere größere Würfel von mindestens 1 m³ Inhalt zu mauern und bei Verwendung der verschiedenen Arten der Gesteine dann das Gewicht direkt zu bestimmen.

s) Bestimmung der Hauptresultanten R aus Mauergewicht und

W asserdru ck.

Die beiden Kräfte W und G schneiden sich im Punkte p. Werden von p aus die gerechneten Kräfte W und G (pq und pt) aufgetragen und das Kräfteparallelogramm pqrt gezeichnet, so erhalten wir durch die Linie pr = R die Größe und Richtung der Hauptresultanten. Dieselbe schneidet die untersuchte Mauerkante AB im Punkte a, dem Angriffspunkt von R auf diese Mauerfuge. Dieser Punkt a bildet einen Punkt der zu konstruierenden Drucklinie für das gefüllte Reservoir, welche gefunden wird, wenn dieselbe Untersuchung für alle Mauerfugen (Lamellen) in gleicher Weise durchgeführt ist. Diese Angriffspunkte a oder der geometrische Ort aller derselben für unendlich schmale Mauerlamellen, also die Drucklinie, sollen

nun immer innerhalb des mittleren Drittels \~cfj des Mauerprofiles fallen,

um einerseits Stabilität gegen Umkippen zu gewähren, andererseits Zugspannungen in den Kanten zu vermeiden und eine möglichst gleichförmige Verteilung der Kantenpressungen zu erzielen.

Fig. 112.

Fig. 111.

kante B A heraus (Fig. 111) und wäre, wie in Fig. 110, B die innere wasserseitige Kante, ferner a der Anpriffspunkt der Resultanten R aus Mauergewicht G und Wasserdruck W. Wir können an diesem Orte das Kräfteparallelogramm, ohne dadurch eine Änderung in Größe und Richtung von R zu bewirken, auch derart zusammensetzen, daß wir die in gleichem Sinne, also vertikal wirkenden Kräfte G und V summierend als eine Komponente, die horizontale Komponente H des Wasserdruckes als 2. Komponente des Parallelogramms der Größe nach auftragen, so erhalten wir in ci v dieselbe Größe und Richtung von R. Nehmen wir nun an, es läge der Angriffspunkt a im mittleren Drittel, und zwar von der Mitte der Fuge um entfernt. Wenn wir auch hier, wie bei den früheren Berechnungen, die Dicke des in Betracht gezogenen Mauerkörpers = 1 m annehmen, so wird AB Bm gleichzeitig die Fläche eines 1 m breiten oder vielmehr dicken Streifens von der Länge AB darstellen. Wir erhalten dann:

a) den mittleren Druck auf die Basiskante AB:

G + Vtfm

Po

D Bestimmung über die Größe des Winkels co.

Wie bereits früher erwähnt, muß der Winkel co der Resultanten R mit der Vertikalen auf die jeweilige Mauerfuge einen kleineren Winkel als den mittleren Reibungswinkel q

im Mittel 30° beträgt, einschließen; es muß also <£; co

rj) Bestimmung der Kantenpressungen (Inanspruchnahme des Mauerwerkes und Fundamentgrundes).

Die allgemein übliche Berechnungsweise beruht auf der von Mery aufgestellten Theorie der Verteilung der Pressungen, nach welcher sich dieselben auf einer wagrechten Mauerfuge nach einem Trapez verteilen, dessen Flächeninhalt gleich ist der senkrechten Komponente (Po) der in der Fuge angreifenden Resultierenden und dessen Schwerpunkt in der Richtung dieser Komponente liegt. Die Tiefe des Querschnittes ist dabei = 1 angenommen.

Die Kantenpressungen sind verschiedene, je nachdem das Reservoir leer oder gefüllt ist. Die größten Kantenpressungen werden bei gefülltem Reservoir im Punkte A (auf der Talseite), bei leerem Stauweiher im Punkte B (auf der Wasserseite) stattfinden. Greifen wir wieder zunächst die Basis-

UZP..... # -y

11 <%'n

von Stein auf Stein, welcher im Maximum 35°,

30° sein.

Iß

C--

D'

r,

Pmm

Ta

\e'-

B»'

dargestellt durch ein Rechteck B C D‘ A, bei Voraussetzung einer gleichförmigen Verteilung der ganzen Belastung. Da jedoch die letztere eine exzentrische ist, so wird die Verteilung der Last eine ungleichförmige und

auf der Seite gegen A hin eine größere sein, weil nach dieser Seite der Angriffspunkt a von der Mitte weggerückt liegt. Dieser kombinierte Druck setzt sich zusammen aus dem gleichförmig verteilten Drucke P₀ und der durch die exzentrische Angriffsstelle der Fuge bedingten weiteren Inanspruchnahme; die letztere berechnet sich, wie aus der Elastizitätslehre bekannt aus dem Biegungsmomente M mal der halben Fugenbreite, dividiert durch das Trägheitsmoment der in Betracht kommenden Mauerfläche.

Es ist allgemein

Pa =

. _ P=--G + V\ °n°15tF-^xl)

, also

=Po

ferner das Biegungsmoment M— P. e = (G + V). e₎ wobei e die Entfernung des Angriffspunktes der Last von dem Fugenmittel bedeutet; für die Länge 1

ist ferner das Trägheitsmoment J = — • 1 • B³. Diese Werte eingesetzt, ergeben:

Pa~ Po +

Pe--,

oder

12

b) Pa = Po jl +    ; für den anderen Kantenpunkt B erhalten wir in

analoger Weise:

Pb-

_*--5

oder

c) Pu = Po ^1—-g-J. Die Druckverteilung ist aus Fig. 111 durch das schraffierte Trapez gekennzeichnet. Für den Fall, als der Angriffspunkt der

ß

Resultierenden genau in das Fugen drittel (Kernpunkt) fällt, also e = -g- wird,

erhalten wir Pa = 2 P₀ und Pb = o. Aus diesem ist zu ersehen, daß das Mauerprofil derartig konstruiert sein muß, daß der Angriffspunkt der Resultierenden bezw. die Drucklinie bei gefülltem Reservoir immer innerhalb des mittleren Fugendrittels liegen muß, indem schon in dem Falle, wo Pa^ZPo wird, das /³b= + o durch eine Verschiedenheit im spezifischen Gewichte des Mauerwerkes sehr leicht negativ werden, also durch die auftretende Zugspannung ein Klaffen der Fuge in B eintreten kann.

Bei leerem Reservoir. Hier wirkt nur das Gewicht der Mauer G (Fig. 112); der Angriffspunkt a‘ dieser Kraft liegt in dem Durchschnittspunkte der aus dem Schwerpunkte des jeweilig in Betracht gezogenen Mauerprofils gezogenen Vertikallinie mit der betreffenden Mauerfuge, und erhält man als geometrischen Ort aller dieser Durchschnittspunkte a‘ bei sämtlichen Mauerlamellen die sogen. Stützlinie oder Drucklinie für das leere Reservoir und bei Verbindung der früher besprochenen Durchschnittspunkte a die Drucklinie für das gefüllte Reservoir und einfachen Wasserdruck.

In gleicher Weise erhalten wir für das leere Reservoir folgende Fugenpressungen :

a)    den mittleren Druck: F.

b)    die maximale Kantenpressung, welche bei leerem Reservoir in B

auftritt:

i'r.

c) den minimalen Druck in A\

Pa-

Obwohl die zulässige Inanspruchnahme von Bruchsteinmauerwerk im allgemeinen 8—12 kg pro cm², von Beton 4—18 kg, von Ziegelmauerwerk 5—7 kg und von Felsgrund 8—20 kg pro cm² beträgt, so sollen der größeren Sicherheit wegen die maximalen Kantenpressungen bei mittleren Mauerhöhen (ca. bis 20 m) P Mauerhöhen (bis 50 m) P

— 5—7 kg pro cm² nicht überschreiten und soll nur bei großen = 8—12 kg pro cm² als äußerste Grenze angenommen werden. Die Grenze

max.

max.

von 12 kg pro cm² wurde auch durch den V. internationalen Binnenschiffahrtskongreß in Paris (1892) als zulässig erklärt. Bei neuen amerikanischen noch höheren Sperren ist sogar bis 16 kg gegangen worden. Zugspannungen, also ein negatives Pmin. darf absolut nicht Vorkommen, weil sonst ein Klaffen der Fugen und ein Undichtwerden des Mauerwerkkörpers ein-treten kann. Da das spezifische Gewicht der einzelnen zum Bau verwendeten Steinblöcke selbst variieren kann, daher die berechneten Kantenpressungen nicht immer genau mit der wirklichen Inanspruchnahme stimmen, so dürfen die berechneten Pmin. nie kleiner als 0,1 kg pro cm² werden.

2    B

— B > u > -5- kann auch nachstehende Gleichung für die Berechnung

8    o

qIv

Fig. 113.

Für

der größten und kleinsten Kantenpressungen dienen, wobei u die Entfernung des Schnittpunktes der Resultierenden und der Fuge von der zunächstliegenden Kante bedeutet (Fig. 113). Es ist auf Grund der Momentengleichung in bezug auf P

max.

P max.

2J^(²-3|)

2 (G + P) (3 u ₁)

_b \b y

und

Pmin.

Fällt der Angriffspunkt außerhalb des mittleren Drittels (der Kernfläche), so nimmt man an, daß sich eine tragfähige Fläche von 8 u Basislänge bildet, auf welcher sich der ganze Druck G-\-V, ebenfalls im Schwerpunkt der Druckfigur (hier ein Dreieck) angreifend erteilt, es ist dann

P max. ⁼

2 (G + V)

Der Rest der Fuge B — 3 u bleibt also theoretisch ganz außer Betracht, de facto wird dieser Teil aber auch Spannungen aufnehmen und daher P entlasten.

max.

Fallen die Resultate für die einzelnen Mauerkanten nicht entsprechend aus, dann ist durch entsprechende Zugabe oder Wegnahme an Profilfläche der Angriffspunkt a und damit die andern Rechnungsfaktoren zu ändern.

Das Einzeichnen der Kräftepolygone wird nicht immer in der früher besprochenen und zur Erklärung dienenden Weise, sondern häufig in graphischer Weise damit erfolgen, daß seitwärts des Mauerprofiles ein Kräfteplan für die Konstruktion der Drucklinien konstruiert wird, wie ein solcher auf der Tafel XVII konstruiert erscheint. Werden auf der A-Achse beispielsweise irgend einem beliebigen, doch für das Zeichnungsformat passenden Maß-stab die für die einzelnen Mauerprofillamellen entsprechenden Hx + H₂... + Hn in Tonnen, auf der Y-Achse die Summen V-y + G^ V₂-\- G₂ ... + F^ + Gn auf⁻getragen, so erhält man in den Hypotenusen Rlf R₂ . . . Rn die Richtung und Größe der Resultanten, welche, parallel verschoben, auf das Mauerprofil übertragen werden können. Ebenso kann die Schwerpunktsbestimmung bei geradlinigen Profilformen nach der gewöhnlichen Methode erfolgen oder aber die ganze Untersuchung des Profiles auf graphostatischem Wege durchgeführt werden. Die besprochene statische Untersuchungsmethode wurde bei allen nicht in allerneuester Zeit gebauten Talsperren äkzeptiert und ergaben sich auch rücksichtlich der Beanspruchung keinerlei Übelstände. Auch Intze benutzte diese Methode bei kleineren Mauerhöhen bis zuletzt. Nur in bezug auf die Gestalt des Mauerquerprofiles ordnete Intze die luftseitige Begrenzung nach einem Radius an, während die Wasserseite von oben aus einen ¹/₁₀ geböschten Anzug erhielt bis zu einer gewissen Tiefe, von wo an dieselbe senkrecht verlief. Innerhalb dieser letzteren Partie gab Intze vor die Mauer eine 1 : 2 geböschte und abgepflasterte Erdanschüttung zu dem Zwecke, um einerseits an Sperrenmauerwerk und Verblendungs-(Dichtungs-) Schichte zu sparen, andererseits in der Annahme, die Kantenpressungen in den unteren Fugen günstiger zu gestalten. In diesem Falle muß natürlich der Erddruck mit in Rechnung gezogen werden.

Die Berechnung eines solchen neuen Profiles geschah bezüglich der 18 m hohen, 1906 vollendeten Voigtsbachsperre bei Reichenberg in Böhmen (siehe Tafel XI), wie folgt:

Statische Berechnung des Mauerprofiles für die Talsperre im Voigtsbachtale.

ver-

Für die Berechnung des Mauerprofiles wurde ein höchster Stau bis zu der auf Ordinate 393,50 m über Adria liegenden Mauerkrone zugrunde gelegt, unter der Annahme, daß der auf Ordinate 392,50 m liegende Überfall stopft sei.

Die Sohle der Mauer liegt an der tiefsten Stelle auf Ordinate 377,50 m und ist demgemäß die Berechnung für eine größte Höhe von 18 m durchgeführt.

Auf Tafel XI ist das Profil der Sperrmauer graphisch dargestellt worden, wobei folgende Annahmen und Bedingungen zugrunde gelegt sind:

Das Gewicht des Mauerwerkes wurde zu 2300 kg pro m¹ 2 3 angenommen.

Die Verblendung an der Wasserseite, welche bis zur Ordinate 389,50 m hinunter reicht, ist für das Becken nicht berücksichtigt, dagegen wurde die auf dem durch Fortlassung der Verblendung entstandenen Absätze liegende Wasserlast in die Rechnung eingeführt. Die mittlere Stärke des Verblendungsmauerwerkes beträgt 0,70 m.

Die Erdhinterfüllung der Mauer beginnt bei Ordinate 390,50 m und erhält eine Böschung 1: 2.

Der Erddruck ist nach dem Rebhannschen Verfahren ermittelt, unter Annahme eines natürlichen Böschungswinkels von 20° und einem Mehrgewicht des nassen Bodenmaterials gegenüber Wasser von 900 kg/m³.

Für das leere Becken wurde ein Gewicht von 1700 kg/m³ Erdhinterfüllung angenommen und der Reibungswinkel von 20° beibehalten.

Die wesentliche Vergrößerung der Stabilität, welche die Mauer durch ihre nach einem Kreisbogen gekrümmte Grundrißform und durch die gewölbeartige Verspannung gegen die Talhänge erhält, ist bei der Untersuchung nicht berücksichtigt worden.

Unter diesen ungünstigsten Annahmen wurde auf Tafel XI ermittelt:

1.    die Stützlinie der Mauer für einen bis zur Mauerkrone reichenden Stau;

2.    die Stützlinie für leeres Becken.

Die Untersuchung zeigt, daß in beiden Fällen die Stützlinie im inneren Drittel (dem Kerne) des Mauerprofiles bleibt. Um nun einen genaueren Anhalt über den Verlauf der Stützlinien, sowie über die Größe der einzelnen Kanten-erhalten, und um die graphische durch eine analytische Be-

pressungen zu

rechnung zu prüfen, ist im folgenden für die in der Zeichnung angegebenen horizontalen Fugen die größte und die kleinste Kantenpressung, sowie die kleinste Entfernung des Schnittpunktes der Stützlinie von einer der beiden Begrenzungen des inneren Drittels berechnet worden.

Auf die Mauer wirken fotgende Kräfte ein: das Mauergewicht, der Wasserdruck, der Erddruck und die Wasserlast.

Für die einzelnen Kräfte ist bei den untersuchten Fugen das Moment bezogen auf die Mitte der jeweiligen Fuge aufgestellt.

auf die eingezeichnete,

Achse x — x aufgestellt.

Der Abstand des Schwerpunktes, der über einei zu

dieser Achse wird dann dargestellt durch den

von

Gesamtmoment Gesamtfläche

während der Abstand des Schwerpunktes von

Quotient:

der Fugenmitte dann gleich dem Werte der folgenden algebraischen Summe (Abstand der Achse x — x von der Vorderkante der Fuge) + (Abstand des Schwerpunktes von der Achse x — x) — (halbe Fugenlänge) ist.

Das Moment des Mauerwerkes, sowie das Gewicht desselben wird gefunden durch Multiplikation des Flächenmomentes bezw. der Fläche mit dem spezifischen Gewicht 2,30 des Mauerwerkes.

Für alle Momente wird festgesetzt, daß die rechtsdrehenden mit positiven, die linksdrehenden mit negativen Vorzeichen in die Rechnung eingeführt werden.

2. Gewicht der Mauerabschnitte und Momente derselben in bezug

auf Fugenmitte.

Mit Hilfe der Tabelle A sind in der darauffolgenden Tabelle B die Abstände der Schwerlinie von der Achse x — x ermittelt, und zwar jedesmal für den Mauerteil von Krone bis zu der in Betracht kommenden Fuge.

A. Tabelle der Flächen bezw. Gewichte der einzelnen Lamellen.

1.

2.

3.

4.

5.

6.

7.

8.

Lamellen:

Lamelle

Fläche

Nr.

Nr.

Faktoren

Flächen

in

Fläche in Quadratmeter

Gewicht in Tonnen

Quadrat

meter

einzeln

von der Oberkante der Mauer bis zur Fuge

einzeln

von der Oberkante der Mauer bis zur Fuge

Fx

0,34.4,0

0,68

I.

3,80.4,0 0,40.4,0

15,20

0,80

16,68

16,68

38,36

38,36

F,

1,41.4,0

2,82

f₅

f₆

0,34.4,0 4,90.4,0 1,91.4,0

1,36

19,60

23,78

40,46

54,69

93,06

III. {

3,82

Fs

F„

1,75.4,0 4,90.4,0 2,44.4,0

7,00

19,60

30,42

78,88

69,97

163,02

IV. I

4,88

f₁₂

V.

Fx 3 Fu

f₁₅

3,66.4,0 4,90.4,0 1,36.2,0

14,64

19,60

39,12

110,00

89,98

253,00

1,36

6,10.2,0

4,90.2,0

12,20

9,80

23,36

133,36

53,73

306,73

Das Gewicht des Kubikmeters Mauerwerk ist zu 2,3 t angenommen. Die Flachen der Mauerabschnitte sind aus der Tabelle A ersichtlich; dieselben, multipliziert mit dem Gewichte 2,3 für den Kubikmeter Mauerwerk, ergeben das Gewicht des über der jedesmaligen Fuge liegenden Mauerkörpers. Das Produkt aus den so ermittelten Gewichten und den Abständen der Schwerlinie von der Mitte der Fuge, die

den in der Tabelle B, Spalte 8 gefundenen Abständen und den Abmessungen auf Tafel XI ermittelt sind, ergibt die Momente der Mauerabschnitte.

aus

Die in Betracht kommenden Flächen, Gewichte, Hebelarme und Momente sind in der Tabelle B (S. 290) zusammengestellt.

3. Ermittelung der Momente der Wasserdrücke und Wasserlasten.

Die Wasserdrücke sind von der Mauerkrone bis zur jedesmaligen Fuge gerechnet, und zwar in horizontaler Richtung, so daß für die geeigneten Teile der hinteren Mauerbegrenzung noch die auf diesen Teilen ruhenden Wasserlasten zu berücksichtigen -sind (siehe Tabelle D).

If-

Der Wasserdruck ist allgemein tV=y-~, worin y das Gewicht des

Kubikmeters Wasser und h die Höhe vom Wasserspiegel bis zur Fuge bedeutet

Die Ermittelung der Momente der Wasserdrücke erfolgt nach den

Formeln:

h%

W -= y ■

C. Momente des Wasserdruckes.

1.

Höhe der gedrückten Fläche ab Mauerkrone

3 ccj S- | co

3.

4.

5.

Wasserdruck

h'²

IV — y ■

Druck auf jede Lamelle = W

Moment

M=y •

m/t

(M ® OO

tH t-H tH

§5 «0 0 co 0

H M Tf 10 CB

fF) =    8,00

/K₂ = 32,00 Ws= 72,00 = 128,00 IF₅ = 162,00

I.    Wx = 8,00

II.    W, = 24,00

III.    Ws = 40,00

IV.    Wi = 56,00 V. IV₅ = 34,00

—    10,67

—    85,33

—    288,00

—    682,67

—    972,00

4. Wasserlasten und Wasserlastmomente.

Es kommen in Betracht:

1.    die Wasserlast auf der geneigten Fläche von Mauerkrone bis zu der 4 m tiefer liegenden Fuge;

2.    die Wasserlast auf dem durch Fortfall der Verblendung an der Hinterkante 4 m unter der Mauerkrone entstehenden Absätze von 0,70 m Breite.

19

Die Wasserlast kommt bei allen tiefer liegenden Fugen mit in Betracht. (Siehe die Tabellen D und E auf S. 291.)

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

<J

j—-j

H—j

f-¹

Lamelle Nr.

D. Wbsserlast und Wasserlastmomente.

qxJ

nJ

ZXJ

XXJ

0XJ?

LJ

Fläche Nr.

CO

1.    2.    3.    4.    5.

6.

7.

8.

9.

10.

—    6,55

—    3,05 + 2,45

—    4,47

—    1,83 + 2,45

—    2,39

—    0,88

+ 2,45

— 0,81 — 0,17 + 2,45

— 0,11 + 1,90 + 3,93

Abstand des 3 Schwerpunktes f» von der Achse —x

^ to K

bo To *cd O O 05

14,64

19,60

4,88

19,60

7,00

3,82

19,60

1,36

2,82

0,80

15,20

0,68

Fläche

rf*-

—    8,91

—    37,21 + 24,09

— 21,81 — 26,79 + 48,02

—    9,13

—    6,16 + 48,02

- 2,28 — 0,23 + 48,02

— 0,07 + 28,88 + 3,14

Entfernung der 3 Fuge von der Mauerkrone

o-

Breite der Fuge

B inkl. Ver-

blendung

£ — 0,7

B — 0,7

1-1 Ico

<>

Moment

3

C»

Momente der 3, einzelnen Flächen

-P

— 22,11

— 0,58

+ 32,73

+ 45,51

+ 31,95

3_ Momente der ^ 3 einzelnen Lamellen

109,61 — 22,11 _ 87,50 133,36    — 133,36

110,19 — 0,58    109,61

110,00 — 110,00

77,46 + 32,73 _ 110,19 70,88    ” 70,88

31,95 + 45,51    77,46

— 40,46    — '40,46

16,68

31,95

Fläche

Moment dividiert durch

7.

0,65

1,00

1,55

1,91

1,91

1,91

a Abstand von der ^ Achse x—x

7,46 + 0,65

6,10 + 1,00

3,66 + 1,55

1,75 + 1,91

0,34 + 1,91

0,34 + 1,91

12,36

11,11

8,56

6,55

5,24

f 1,60

0,33

2 = 0,°2 ^ = -0,37

4,54

Abstand der Schwerlinie von der Mitte der Fuge

9.

306,73

253,00

163,02

93,06

38,36

38,36

*+ Gesamtgewicht ©

B. Momente des Mauergewichtes in bezug auf die Mitte der untersuchten Fuge.

(M CO GO tH H t—I

00

>—^    1—*■

GO Ol

>p*

#* tp* iP* »p* ip*

a>

5,24

⁰¹ oq Jcm

CO

T-l |C0

© © © p> © 7p- 7p* 7p* 7p* 7p* © © o o o

© pp©© bo 7» bo bo 7» © © o o ©

p p p p o 'bo bo 'co bo bo © © O © O

5,24

6,65

8,56

11,00

12,36

© C< ►P* CD CsD F* 'o< Fd 'cd "co GO O CO CD CO

co    +    co    co co    co    co

H    <©    QC_    GO CO    GO    CO

cT    +    cT    o~ cT    ©'    o~

ba

I    05    o    IO    O    1-0

T-I    C'    IO    T)I    ffl    M

,    t-T    cd    cd'    P    iS

+ 1,71

CO O CD ^ CO ^ O t> I> (M r-T oT of rf

E. Wasserlast auf dem 0,7 m breiten Absätze an der Wasserseite.

cT o~ ©~ ©" o~

co co jo co co bo bo bo co bo © © © o ©

JO JO JO co co *co bo bo bo bo

© © o © ©

5,24

6,65

8,56

11,00

12,36

CQ <M

03 Ü' 05 CO

7-* ~a< Fd "cd cs

GO o CO CD CO

>C t-O >Q tO iQ CM CO^ C0_ CO CO CO

©~ ©~ cT cT ö"

B — 0,7

2,27

2,98

3,93

5,15

5,83

+ 6,36 + 8,34 + 11,00 + 14,42 + 16,32

306,73.1,93= +591,99

253,00.1,60 = + 404,80

163,02.0,93 = + 151,61

93,06 . (—0,33) = — 30,71

38,36. (-0,37) = — 14,19

38,36. (-0,02) = — 0,77

ui/1

Moment

TI

a b == 15,00.

= tg 20°.

ad= 15,0.0,36397 = 5,460.

sin. 20 °. ae = 15,0.0,34202 = 5,130.

-^4 — c°s■ 20 °.

a b

be^ 15,0.0,93969 = 14,095. tg ab c — 2,0.

lg tg ab c — 10,30103 — 10. abc = 63° 26' 6".

14,095

/g-46ü 26' 6"' lg e c = 1,14907.

0,02374 1,12533 ' e c = 13,345.

— lg tg ec

ac = 5,130 H- 13,345 = 18,475.

ef= v/5,13. 13,345 = 8,274.

«/= ag = V5,13‘² + 8,274² = 9,735.

g]^ _ ££) b e ce

gh =

A / m n = A g h i. ln .Im A²

—2“lm~ - 15

14,095.8,740

13,345

9,231.

9,231.9,231

= 5,681.

13

^=15

• 5,681 = 4,924.

rs = — • 5,681 = 3,409. zn= ^ • 5,681 = 1,894.

5. Ermittelung des Erddruckes und der Erddruckmomente.

Der Erddruck wird hervorgerufen durch die hinter der Mauer angebrachte, vom Mauerfuße bis zur 3 m unter der Mauerkrone liegenden Fuge hinaufreichende Erdhinterfüllung, deren Oberfläche im Verhältnis 1: 2 gegen die Horizontale geneigt ist.

Für den nassen Erdboden der Hinterfüllung wurde ein Gewicht von 1900 kg/m³ und ein natürlicher Böschungswinkel von 20° angenommen. Der Reibungswinkel an der Mauer wurde 0° gesetzt. Für das bereits in Rechnung gezogene Wasser sind 1000 kg/m³ abzuziehen, so daß für die Erde allein ein Gewicht von 900 kg/m³ bleibt. Bei leerem Becken wurde für den trockenen Erdboden der Hinterfüllung ein Gewicht von 1700 kg/m³ angenommen.

Unter vorstehenden Voraussetzungen wurde der Erddruck nach dem Rebhannsehen Verfahren auf Tafel XI ermittelt. Die Abmessungen des Erddruckdreiecks ergeben sich dann durch folgende Rechnung:

F. Gröfse und Momente des Erddruckes

(nach dem Rebhannschen Verfahren).

1.

2.    3.

4.

5.

6.

7.

8.

9.

Entfernung g der Fuge von der Mauerkrone

-st

Fläche

Erddrücke in Tonnen

bei vollem Becken 1 m³ = 0,9 t

bei leerem Becken 1 m³ = 17 t

3 Hebelarm

Moment in Tonnen-Meter

bei vollem Becken

bei leerem Becken

CO (M CD CO

r— 7—< rH

CO \0 rH tH

§0 5 a> $ th crT io

4,73

4,26

—    124,62

—    191,70

—    13,43

—    78,30

—    235,42

—    362,10

1.

2.

il)S

CG

kl §

4x

4xx

12

16

Entfernung der 3 Fuge von der *-* Mauerkrone

4*

4xx

4xx

12

16

18

G. Entfernung der Schwerpunkte von der Mitte der Fuge in Meter.

2.

3.

4.

5.

6.

7.

8.

Mauerwerk

Wasserlast auf dem Absätze

Moment Gewicht t/m = m    t = G

(Tab. B,    (Tab. B,

Sp. 11)    Sp. 10)

Moment t/m = m (Tab. E, (Tab. E, Sp. 10) Sp. 5)

Gewicht M+m G+g t = G

M -\-m

G^g

t/m

- 14,19    38,36

+ 30,71    93,06

+151,61    163,02

+ 404,80    253,00

+ 591,99    306,73

O ^ O (M N

cq^ crj ^ cq^

CD CG t-T —tT cdT

jo jo jo co jo "00 ~CO 'co 'co 'co o o o o o

Ob .    _

CO CD t—l O

H Tji 0

CO »O vH <M i—I CO_ CD^ OJ CO

t>-~ oiT <nT oT cd

-0,02 -0,37 41,16    -0,19

95,86    + 0,41

165,82    + 0,98

255,80    +1,64

309,53    + 1,97

6. Zusammenstellung der Gewichte und Momente der Einzelkräfte und Ermittelung der Stützlinie.

Die gefundenen Momente der Einzelkräfte und die vertikalen Lasten wurden zur Ermittelung der Stützlinie in den Tabellen H und J gestellt und die Resultierenden der Momente in der mit IM bezeichneten, die Resultierenden der vertikalen Lasten in der mit 2.1 bezeichneten Spalte gebildet.

H. Zusammenstellung

des Schnittpunktes

zusammen-

der Gewichte und Momente der Einzelkräfte, sowie Entfernung der Gesamtresultierenden von der Kante des Kerns.

Volles Becken.

3.

Mauerwerk

v in Tonnen (Tab. A, Sp. 8)

m in Tonnenmeter (Tab. B, Sp. 11)

4. i 5.    6.

Wasser

druck

7.

CO

9. 10. 11.

12.

13.

14.

Wasser

rechteck

v in Tonnen (Tab. D, Sp. 5)

Min Tonnenmeter (Tab. D, Sp. 10) J

v in Tonnen (Tab. E, Sp. 5)

Min Tonnenmeter (Tab. E, Sp. 10)

Wasserdruck M in Tonnenmeter (Tab. C, Sp. 5)

Erddruck M in Tonnenmeter

(Tab. F, Sp. 8)

SV SM

t/m

$ß

<!

von der Mitte

SM

SV

02 h-t

■f

CD

c$

den von d. Vorderkante

SM

SV

! s

</) tH |co

13

0,77 0,80 + 1,71 38,36 - 14,19 0,80 + 1,43 93,06 + 30,71 0,80 + 1,84 163,02 + 151,61 0,80 + 2,76 253,00 + 404,80 0,80j+ 3,74 306,73 + 591,99 0,80 + 4,28

38,36

ro t\a jso co co

CO ~CO 'CO 'CO CO

o o o o o

39,16- 9,73 -0,25 41,96- 17,07 - 0,41

+ 11,00 - 288,00 - 41,46166,62-164,09    - 0,98

+ 14,42 — 682,67 — 124,72 256,60 — 384,33 _|_ 16*32 — 972,00 — 191,70 310,33 - 551,11

-1,50

-1,78

CD I>- 7—< CO CO CD) GO^ t-J ^ GO^ ©^ o" <D H rT H CvT

t-H CD CO vQ CO CO iC iO CO CM

cT © cT © cT cT

J. Momente des Verblendungsmauerwerkes in bezug auf die Mitte der untersuchten Fuge.

1.

2.

3.

4.

5.

6.

Entfernung p der Fuge von der Mauerkrone

Fläche Gewicht + F. 2,3

Abstand des Schwerpunktes von der Mauerachse x — x

Abstand der Schwerlinie von der Mitte der Fuge

Moment

m²

t/m

2,80

6,44

4,34

1,75 + 4,35

6,65

12

2,80

6,44

4,34

3,66 + 4,35

16

2,80

6,44

4,34

6,10 + 4,35

18

2,80

6,44

4,34

7,46 + 4,35

-- = + 2,77    +17,84

^ = + 3,73    + 24,02

^ = + 4,95    +31,88

!2|36 ₌ + 563    + ₃₆₂₆

8,56

11,0

Quotient:

Der Abstand der Resultierenden von der Mitte der Fuge ist gleich dem

SM

Momentsumme

SV

Vertikalsumme

In besonderen Spalten wird außerdem angegeben ¹/₆ der Fugenlänge und Abstand der Resultierenden von der Vorderkante bezw. Hinterkante des inneren Drittels.

Die Tabelle H enthält alle Momente und Lasten, die für die Ermittelung der Stützlinie beim vollen Becken berücksichtigt werden müssen, während Tabelle K alle Momente und Lasten enthält für die Ermittelung der Stützlinie bei leerem Becken.

K. Leeres Becken.

1.

2.

3.

4.

5.

6.

7.

8.

9.

10.

Lage der Fuge 3 unterhalb der Mauerkrone

Mauerwerk

Verblend

mauerwerk

(Tab.A, (Tab. B, Sp. 8) Sp. 11)

t/m

^ * (Tab. J, Sp. 3)

M (Tab. J, ° Sp. 6)

SV SM

Absolute Entfernung des Stützpunktes von der Mitte

SM

t/m

SV

Abstand der Resultierenden Ml M von der Hinterst ^ kante des II inneren Drittels

4x

4xx

12

16

18

38,36

38,36 — 14,19    —    —

93,06 + 30,71 6,44 +17,84 163,02 + 151,61 6,44 +24,02 253,00 +404,80 6,44 +31,88 306,73 i + 591,99 6,44 + 36,26

0,77

38,36

38,36

99,50

169,46

259,44

313,17

0,76

0,87

1,11

1,43

1,83

2,06

0,74

0,50

0,63

0,39

0,15

0,05

7- Ermittelung der Kantenpressungen.

Nach Vereinigung sämtlicher Momente und Vertilkalkräfte erfolgt nunmehr die Bestimmung der Kantenpressungen sowohl für gefülltes, als für leeres Becken, und zwar nach der Formel:

B~±

(T =

SV 6 SM 10 B- '

Bei Umwandlung in kg/cm² ist zu setzen:

1000 SV

6 . 1000.100 SM

oder

100.100 B

100.10000 B²

1 SV 10 ' B

1    6 SM

10 ‘ B²

Bei vollem Becken findet die größte Pressung an der Luftseite statt und ist gegeben durch:

er =

öi =

1 SV 10 ' B

6 SM 10 ' B²

während in diesem Falle die kleinste Pressung an der Wasserseite sich ergibt aus:

°2

1 SV 1 O.SM

io ’ uzr ~ io ’ b²

Bei leerem Becken tritt das umgekehrte Verhältnis ein.

L. Ermittelung der Kantenpressungen.

I. Volles Becken.

h-⁴-

Entfernung der 3 Fuge von der Mauerkrone

a

p Breite der Fuge

3.

4.

5.

6.

7.

8.

SM SV (Tab. H, (Tab. H, Sp. 11) Sp. 10)

Gleich

mäßige

Druck-

Spannung

SV

Absoluter Wert der Biegungsspannung 6SM

Größte

Kanten-

Kleinste

Kanten-

10 B

10 B²

pressung an

der

t/m

kg/cm

kg/cm

Luftseite SV 6 SM 10 B “ 10 ß-kg/cm²

pressung an der

Wasserseite SV 6 SM

10 B 10 B2 kg/cm²

12    8,56    — 164,09    166,62

16    11,00    — 384,33    256,60

18    12,56    - 551,11    310,33

4*

4xx

0,86

0,80

1,45

1,95

2,33

2,51

0,28

0,37

0,70

1,34

1,91

2,16

1,14

1,17

2,15

3,29

4,24

4,67

X CC iO H (M iO ß Tf C- ® CO

cT o~ cT o~ cT ö~

II. Leeres Becken.

h-⁴-

3.

5.

6.

7.

8.

Entfernung der 3 Fuge von der Mauerkrone

3    .

Breite der Fuge

SM

SV

(Tab. K, Sp. 7)

(Tab.K, Sp. 6)

Gleich

mäßige

Druck-

Spannung

SV

Absoluter Wert der Biegungsspannung 6 SM

10 B

10 B-

t/m

kg/cm²

kg/cm²

Größte Kantenpressung an der

Wasserseite SV QSM 10 B ' TcTZ?²

kg/cm²

Kleinste

Kanten-

pressuug an der

Luftseite SV 6 SM

10 B 10 B2 kg/cm²

00 (M CD OO

tH t-H t—i

h-⁴- h-⁴-

JND J— OD O'

~co ~o ~a< 'bi Ls ~b> oj o m c? »fi iii

0,77

— 14,19 + 48,55 + 175,63 + 436,68 + 628,25

38,36

38,36

99,50

169,46

259,44

313,17

0,85

0,93

1,50

1,98

2,36

2,53

0,02

0,31

0,66

1,44

2,16

2,47

0,87

1,04

2,16

3,42

4,52

5,02

0,83

0,42

0,84

0,54

0,20

0,05

Die Untersuchung zeigt also, daß, selbst wenn das Wasser bis zur Mauerkrone steigt, die höchste Kantenpressung innerhalb der zulässigen Grenze bleibt und die Stützlinie überall innerhalb des inneren Drittels des Mauerprofiles verläuft.

Die größte Beanspruchung des Untergrundes beträgt bei vollem Becken 4,67 kg/cm², bei leerem Becken 5,00 kg/cm².

Aachen, im Oktober 1902.

Bock m. p.,

Regierungsbauführer.

Dr. Ing. O. Intze m. p.,

Prof., Geh. Reg.-Rat.

Eine weitere Ausnahme für die günstigste Beanspruchung bei hohen Talsperren ist die von schrägen Fugen (von Bouvier und Guillemain), normal auf die Drucklinie gerichtet, wodurch größere Pressungen rechnerisch resultieren.

Diesem Umstande kann bei lagerhaften Bruchsteinen dadurch Rechnung getragen werden, daß die einzelnen Mauerwerksschichten normal auf die Drucklinie ausgeglichen werden, wie dies z. B. bei der Remscheider Talsperre, die in Lennepschiefer hergestellt wurde, beobachtet wurde.

Bei Zyklopenverband ist dies natürlich nicht so genau durchzuführen, und wurde bei den neueren Talsperrenbauten in der Weise vorgegangen, daß die Mauerung an der Luftseite immer höher gehalten wurde als an der Wasserseite und die vollständige Ausgleichung erst in den oberen Partien erfolgte. Die Erscheinung des Durchsickerns von Wasser durch die fertigen hohen Talsperren brachte einige Beängstigung in die Reihen der Projektanten, indem angenommen wurde, daß durch das in die Fugen eindringende Wasser ein Auftrieb stattfände, welcher entgegen dem Mauergewichte wirkend eine Verminderung desselben erzeugen würde, wodurch natürlich die statischen Verhältnisse eine mehr oder weniger wesentliche Veränderung erfahren würden.

Wenn eine schlechte Herstellung des Mauerwerkes, die Verwendung eines nicht entsprechenden hydraulischen Mörtels vorausgesetzt werden muß, dann kann aubei dem großen Wasserverlust auch die Einwirkung eines Auftriebes angenommen werden. Abgesehen von der Art der Herstellung des Mauerwerkes der Gileppetalsperre, bei welcher Steine und Mörtel aus Kippwagen einfach ausgeschüttet und jede Schichte mit dünnflüssigem Mörtel gegossen und mit Besen verstrichen worden sein sollen (siehe Ziegler, II. Teil, S. 73), werden diese Bauobjekte bei mangelnder strenger und fachlicher Aufsicht eben nicht immer tadellos und mit jener peinlichen Sorgfallt hergestellt, wie solche im Hinblick auf die hohe Verantwortung der Bauausführenden anzunehmen wäre.

aus-

Sind aber Mörtel, Stein und Arbeit von tadelloser Beschaffenheit und wird durch eine Isolierung der Wasserseite für entsprechende Dichtung gesorgt, dann ist ein Eindringen von Wasser in dem Maße, daß Auftriebserscheinungen eintreten können, absolut ausgeschlossen, was ja bei den vielen ausgeführten, ohne Auftrieb gerechneten Talsperren konstatiert werden kann.

Der reine Theoretiker verbohrt sich zu leicht in die Annahme allerlei eintretender Eventualitäten, vergißt aber bei den Untersuchungen oft andere wahrscheinlichere Abweichungen von der Rechnungsbasis, so z. B., wie bereits früher hervorgehoben, die Verschiedenartigkeit des Mauergewichtes in den einzelnen Mauerpartien, bedingt durch das variable spezifische Gewicht der zur Vermauerung gelangenden Steine und das wechselnde Prozentverhältnis des auf 1 m³ fertigen Mauerwerkes verwendeten Mörtels.

Im übrigen hat Intze, zuerst jeder Eventualität eines Auftriebes vorbeugend, durch Drainage des Talsperrenmauerwerkes dem eindringenden Wasser freien Abzug verschafft.

getragen.

Groß-Bois), solche Pfeiler würden jedoch nur dann ihren Zweck voll erfüllen, zwischen ihnen gewölbförmig die Staumauer eingespannt werden und dadurch der Wasserdruck dieser großen Fläche auf die Pfeiler übertragen würde, wodurch die bedeutenden Mehrkosten der Pfeiler durch das schwächer zu haltende Sperrenprofil gedeckt werden könnten. Bei der Sperre von Groß-Bois ist jedoch die Mauer zwischen den Pfeilern gradlinig eingebaut; die letzteren haben daher auf die Stabilität keinen nennenswerten Einfluß und verteuern nur diese Bauanlage bedeutend. Am zweckentsprechendsten ist die bogenförmige Anordnung der ganzen Staumauer im Grundriß,

Bei allen diesen theoretischen Betrachtungen haben wir immer eine Mauer von der Länge von 1 m im Auge gehabt, ohne darauf Rücksicht zu nehmen, ob auch die Länge der Mauer einen Einfluß auf die Profildimensionen ausübt. Theoretisch ist dies nicht der Fall, es ist jedoch nicht zu leugnen, daß bei langen Mauern schon durch den Wellenschlag die Mauer mehr in Anspruch genommen wird. Betrachten wir ferner die Mauer als eingespannten Träger, das vor derselben liegende Wasser als die gleichförmige Belastung, so wird ja auch anerkannt werden müssen, daß mit zunehmender Spannweite l also auch P die Trägerdimension, also hier die Mauerstärke, größer werden muß. Theoretisch hat man bisher diesem Umstande nie Rechnung Man hat wohl Talsperren mit Pfeilern verstärkt (z. B. jene von

wenn wobei jedoch widerstandsfähige Widerlager (Tallehnen) vorausgesetzt werden müssen. Im übrigen ist der Mauer, wie früher gerechnet, das normale Profil zu geben und von der Gewölbewirkung abzusehen. Durch diese Grundrißform werden auch die in der Elastizität der Mauer begründeten Biegungsspannungen beseitigt und senkrechte Schwindrisse, welche bei großen Mauerlängen durch Zusammenziehen des Mauerwerkes infolge von Temperaturänderungen eintreten, verhindert.

Im Punkte 1 der statischen Bedingungen wurde hervorgehoben, daß die Mauer sowohl bei gefülltem wie bei leerem Reservoir in den einzelnen Fugenschnitten annähernd gleiche Maximalpressungen zeigen soll. Diese Bedingung zeigt sich bei den ausgeführten Profilen wohl selten in ausreichendem Maße erfüllt. So zeigt das Intzesche Profil auf Tafel XI (Voigtbachsperre) bei leerem Reservoir an der Luftseite nur eine Pressung von 0,05 kg pro cm², also hart an der Grenze + 0, an der Wasserseite 5,02, bei gefülltem Reservoir 0,35 bezw. 4,67 kg pro cm² (nach Tabelle, welche mit den Planziffern nicht vollkommen stimmt).

Auf Tafel XII gebe ich nun für eine 50 m hohe Talsperre ein Profil, welches auf Grund vieler Versuche durch Dr. R. Fischer, früher Konstrukteur meiner Lehrkanzel, d. z. o. ö. Professor, konstruiert wurde und so günstige Pressungsverhältnisse auf weist, wie sie bei wenigen andern Bauwerken von gleicher Höhe bisher erzielt wurden.

Bei Ermittelung der Querschnittsdimensionen dieser Talsperre wurden nachstehende Grundannahmen bezw. Bedingungen angenommen:

1.    Das spezifische Gewicht des Mauerwerkes beträgt y‘= 2,3.

P max.

2.    Die zulässige Maximalbeanspruchung des Mauerwerkes auf Druck soll = 10 kg pro cm² nicht übersteigen.

ein Fall, der bei entsprechender Dirnen-

3.    Den Stabilitätsuntersuchungen ist ein Wasserstand zugrunde gelegt, der bis an die Mauerkrone reicht, sionierung des Hochwasserüberfalles und der Grundablässe praktisch nie eintreten wird. Es zieht also die Untersuchung einen extrem ungünstigen Belastungsfall in Betracht. Bei der Profilierung der Mauer wurde das Hauptaugenmerk darauf gerichtet, die zulässige Maximalgrenze der Materialbeanspruchung sowohl bei gefülltem wie bei leerem Reservoir zu erreichen, d. h. die Festigkeit des Materials in beiden Fällen gleichmäßig auszunützen.

Außerdem wurde bei der Profilierung darauf geachtet, die Minimal-beanspruchungen möglichst hoch zu veranschlagen, um die Schwankungen innerhalb möglichst kleiner Grenzen zu halten.

Das Profil zeigt dementsprechend auch eine Minimalpressung von 0,73 bezw. 0,52 kg pro cm².

Die Bestimmung der Lage der Drucklinien für das leere und gefüllte Becken, die Ermittelung der maximalen und minimalen Materialpressungen und die Spannungsverteilung im Innern des Mauerkörpers wurden auf graphischem Wege vorgenommen.

Die hierdurch gewonnenen Werte sind aus den nachfolgenden Tabellen zu entnehmen.

Lamelle

Höhe

der

Lamelle

Fugenbreite

der

Lamelle

Lamellen

fläche

Nr.

obere untere

Summe

der

Lamellen

flächen

Lamellen

gewichte

Summe

der

Lamellen

gewichte

m²

m²

I.

II.

5,0

III.

5,0

5,00

IV.

5,0

5,58

7,50

V.

5,0

VI.

5,0

VII.

5,0

VIII.

5,0

IX.

5,0

X.

5,0

5,0

11.25 15,00

18.75 22,50

26.25 30,00

33.75

5,58

7,50

11.25 15,00

18.75

22.50

26.25 30,00

33.75

37.50

26,450

31,600

46,875

65,625

84,375

103.125 121,875 140,625 159,375

178.125

26,450 58,050

104.925

170.550

254.925 358,050

479.925

620.550

779.925 958,050

(Siehe die Tabelle auf S. 300.)

60,8350

62,0800

108,4125

150,9375

194,0625

237,1875

280,3000

323,4300

366,5620

409,6873

60,8350

132,9150

241.3275 392,2650

586.3275 823,5150

1103.8275 1427,2650

1793.8275 2203,5150

Lamelle Nr.

Mittlere Tiefe unter Wasserspiegel

Wasserdruck

horizontal

vertikal

pro Lamelle in Summa

pro Lamelle ' in Summa

in Tonnen

I.

2,5

II.

7,5

1,4375

5,7500

12.9375 23,0000

35.9375 51,7500 70,4375 92,0000

116,4375

143,7500

12,50

50,00

112.50

200,00

312.50 450,00

612.50 800,00

1012,50

1250,00

1,4375

4,3125

7,1875

10,0625

12,9375

15,8125

18,8675

21,5625

24,4375

27,3125

12.50

37.50

62.50

87.50

112.50

137.50

162.50

187.50

212.50

237.50

12.5

17.5

22.5

27.5

32.5

37.5

42.5

47.5

Auftrieb und Erddruck sind aus den früher angegebenen Gründen nicht berücksichtigt; diese auch gegen Auftrieb stabile Mauer würde einen Materialmehraufwand von ca. 15°/₀ erfordern, was nicht nötig ist, da die Mauer durch Drainage diesbezüglich entlastet wird. Die in punkto Materialsparung von manchen Seiten als günstig angesehene Erdanschüttung wird rücksichtlich des Erddruckes nicht die statische Wirkung in dem gewünschten Maße ausüben, weil bei Sammelstauweihern die Erdanschüttung vollständig mit Wasser durchtränkt ist, was wohl teilweise bei der Berechnung durch Einsetzung von bloß 700—80o'kg gegen 1700—1800 kg zum Ausdrucke gelangt.

Für Stauweiher zur Ansammlung von Genußwasser wird sich auch der Verunreinigung wegen diese Erdanschüttung, welche insbesondere als Material-

III.

IV.

V.

VI.

VII.

VIII.

IX.

X.

X.

XI

VIII.

IIA

VI.

AI

III

II

Lamelle Nr.

11.25 15,00

18.75

22.50

26.25 30,00

33.75

37.50

-o o* 'bi O 00

Untere Fugenbreite = B

60,8350

132,9150

241.3275 392,2650

586.3275 823,5150

1103.8275 1427,2650

1793.8275 2203,5150

Eigen

gewicht

4,20

3,80

3,40

3,00

2,60

2,20

08*1

1,20

0,30

— 0,10

Entfernung des Angriffs-3 punktes d. Resultierenden ^ von der Mittellinie — e

— 0,107 0,240 0,640 0,720 0,704 0,693 0,686 0,680 0,675 0,672

ff

,3 9

1,2060 1,090 0,9920    62,2725

1,3467 1,772 2,1970    138,6650

0,7720 2,145 3,5178    254,2850

0,7320 2,615 4,4978    415,2650

0,9260 3,127 5,3284    622,2650

1,1236 3,660 6,1964    875,2650

1,3191 4,201 7,0829 1174,2650 1,5225 4,758 7,9934 1519,2650 1,7877 5,316 ' 8,9043 1909,2650 1,9270 5,875 j 9,8230 2347,2650

FL an der Luftseite Minimum

kg/cm²

kg/cm

im Mittel

an der Wasserseite Maximum

Materialpressung

leeres Reservoir:

Eigengewicht -j- Vertikalen komponente des Wasserdrucks G 4- V

3,80

3,30

2,80

2,40

2,00

Entfernung des Angriffs-3 punktes d. Resultierenden r* von der Mittellinie — e‘ ^

0,5376    1,7160    1,116    0,515«

0,5600    2,8842    1,849    0,8118

0,3730    3,1034    2,260    1,4172

0,4200    3,9311    2,768    1,6057

0,4800    4,9047    3,314    1,7233

0,5330    5,9634    3,890    1,8366

0,5480    6,9242    ,    4,473    2,0218

0,5600    7,9001    !    5,t 64    2,2282

0,5807    8,9437    ;    5,657    2,3712

0,6080    10,0760    !    6,260    2,4540

TT

FL an der Luftseite Maximum

kg/cm²

im Mittel

?r

FL an der Wasserseite Minimum

Materialpressung

Die Resultierende aus Eigengewicht und Wasserdruck beträgt 2659,7 t, ihr Winkel mit der Basisfuge 62°.

Bemerkungen.

depot der Bauunternehmung sehr angenehm ist, nicht empfehlen. Der Vorteil des Schutzes der Isolierschichte gegen Frost und Hitze durch die Anschüttung entfällt bei solchen Sammelreservoiren, da in derselben zur Erzielung einer niederen Temperatur etc. eine permanente Mindestwassertiefe ohnehin in Form des eisernen Vorrates erhalten bleibt.

von 15—20 m

Auf I afel XIII ist ferner das Profil einer Mauer für 38 m Höhe entwickelt, wobei Erddruck und Auftrieb berücksichtigt erscheinen.

Statische Untersuchungen eines Mauerprofils von 38 m Höhe

(nach beiläufig angenommenen Dimensionen).

Mauerkrone reiche, so

zur

Die Staumauer soll auf ihre Beanspruchungen hin in 2 möglichen und möglichst ungünstigen Fällen untersucht werden. Fall I wäre der, daß das Talsperrenwasser bis zur Kote 588,00, das ist bis daß bis zur Fundierungssohlenkote 500,00 eine Wasserhöhe von 38,0 m vorhanden ist; und der Fall II wäre jener während des Betriebes hin und wieder sich ergebende Zustand, daß das Wasser bis zur Kote 520,00 abgelassen wird, das ist bis zur Höhe des Beginns der Erdanschüttung. In beiden Fällen sollen die im Mauerprofil sich ergebende Drucklinie, sowie die hierdurch bestimmten Spannungen in einzelnen horizontalen Querschnitten auf rechnerischem Wege ermittelt werden, deren Resultate durch die Tafel XIII veranschaulicht werden; in dieser ist die Untersuchung das Falles I in schwarzer Farbe ausgeführt und die Spannungsverteilungstrapeze in sienagelber Farbe angelegt, während die auf den Fall II bezüglichen Darstellungen in roter Farbe markiert erscheinen.

Im Falle I ist auch angenommen, daß in den angenommenen Fugen Wasser eindringe, dessen Auftrieb mehr oder weniger bedeutende Änderungen in der Spannungsverteilung hervorbringt, wie später ausführlicher gezeigt werden wird. Die Linien gleicher Beanspruchung (Spannungsniveaukurven) vermitteln zwischen den einzelnen Querschnitten und gestatten durch ein

fache Interpolation für jeden Punkt der Mauer in jedem gegebenen Fall die dort herrschende Beanspruchung zu finden. Die blau angelegten Spannungsprofile in den einzelnen Querschnitten, gegeben durch Berücksichtigung etwa entstehenden Auftriebs, gestatten die Konstruktion kontinuierlicher Linien gleicher Beanspruchung, wie ebenfalls später gezeigt werden wird, nicht.

1,00 t/m³, der nassen gegenüber Wasser angenommen.

Als spezifisches Gewicht des Mauerwerks werden 2,30 t/m³, des Wassers Erde unter Wasser ein Mehrgewicht von 0,90 t/m³

Gestalt, Fläche und Gewichte der Mauer resp. der einzelnen Lamellenteile zwischen 2 vertikalen parallelen Ebenen in i,oo m Distanz.

Falle

Für

von

Die Gestalt des Mauerprofils ist aus der Zeichnung ersichtlich. Von Kote 535,0 ab sind in Abständen von 5,00 m horizontale Schnitte I, II bis VIII geführt, welche das Profil in gleichbezeichnete Lamellen teilen, deren Flächen und Gewichte mit Fn resp. Qn und dem betreffenden Index bezeichnet sind. Außerdem werden die Flächen und Gewichte Sn₀F und En₀Q in jedem der Krone bis zur betreffenden Querschnittsebene herab gerechnet.

die spätere Zusammensetzung der wirkenden Kräfte ist es notwendig, auch die Drehmomente der einzelnen Lamellengewichte in bezug auf einen Punkt der vertikalen Achse XX, sowie die Summe der Momente der Lamellengewichte von der Krone bis zur betreffenden Schnittebene herab zu entwickeln.

Kubatur der Lamellen pro 1 m Tiefe: Ft = 4,00.3,00

Fn

F₂ = [ 4,00.5,00]

5,00.2,10    2

- 12,00 m*

=- [5,40.0,50] = 23,45 „ o

12,00 m³

35,45 „

F, = [ 6,10.5,00] +

3,81.5,00

= 40,02 „

75,47 „

3,82.5,00

F, = [ 9,91.5,00] + —'g ’

Fb = [13,73.5,00]

3,82.5,00    5,0.0,5

— 59,10 „

= 79,54 „

134,57 „

214,11 „

F₆ = [18,05.5,00] -f

3,82.5,00    5,0.0,5

= 101,05 „

315,16 „

F₇ = [22,36.5,00] 4

3,81.5,00    5,0.0,5

= 122,57 „

437,73 „

Fs = [26,67.5,00] 4

3,83.5,00    5,0.0,5

= 144,17 „    581,90 „

581,90 m³

Gewicht der Lamellen pro 1 m Tiefe:

£4= 12,00.2,30 Q.₂ = 23,45.2,30 Qs= 40,02.2,30 Qt = 59,10.2,30 Q₆ = 79,54.2,30 Q₆ = 101,05.2,30 £>₇ = 122,57.2,30 Qs = 144,17.2,30

Qn

= 27,600 t = 53,935 t = 92,046 t = 135,930 t = 182,942 t = 232,415 t = 281,911 t = 331,591 t

KQn

27,600 t 81,535 t 173,581 t 309,551 t 492,453 t 724,868 t 1006,779 t 1338,370 t

Die Lage der einzelnen Kräfte Qn erhält man, indem man die Flächenmomente in bezug auf die Achse XX durch die Fläche Fn dividiert.

¹

Ermittelung des Gewichtes des Mauerkörpers oberhalb einer beliebigen Fuge und des Momentes desselben in bezug auf den Mittelpunkt

dieser Fuge.

²

Wie aus Tafel XI ersichtlich, wird das Mauerprofil zunächst in Lamellen geteilt, welche wieder in Rechtecke und Dreiecke zerlegt sind. Für die letzteren wurden für einen Mauerkörper von 1 m Breite die Momente in bezug

durch die vordere Kante der Sperrmauer gelegte untersuchenden

³

Fuge liegenden Flächen

= 2,00 m

I. = 2,00

II. s₂ —

20,00.2,00 + 3,45 [4,0 + 0,50] _ 55,527

“ ^3,45

23,45

= 2,37 „

3,81

III. s₃ =

30,50.3,05 + 9,52 6,10 + -^

176,9124

40,02

40,05

= 4,42 „

3,82

IV. =

49,55.4,95 + 9,55 9,91 ++=

352,0395

59,10

59,10

= 5,95 „

V. s₅ =

VI. s₆ =

68,65.6,27 + 9,55 [l3,73 + ® - 1,25 • ^ 79,54

17,55.5,00.8,77 + 9,55 [l7,55 + ^f2 ____________________ L '    o

614,6630

= 7,74 m 0,5.5,0,0,5    0,5.0,5.0,67'

79,54

101,05

VII. s₇

21,36.5,00.10,68 + 9,55 21,36 + ³|²j

112,57

_ 947,8360 ~    101,05

4,0.0,5.1,0    0,5.5,0.1,17

-    9,38 m

1342,7780

= 10,95 m

VIII. s₈ =

25,17.5,00.12,58 + 9,55 25,17 + ^

122,57

3,82'    1,5.0,5.1,5 , 0,5.5,0. 1,67

144,17

1828,0780

= 12,68 m

144,17

Die Zähler dieser Brüche mit 2,30 multipliziert, stellen die Gewichtsmomente der Lamellen in bezug auf die Achse XX dar.

My

=    12,00.2,00.2,30

=    55,5270.2,30

= 176,9124.2,30 = 352,0395.2,30 = 614,6630.2,30 — 947,8360.2,30 = 1342,7780.2,30 = 1828,0780.2,30

=    55,2000    m/t

= 127,7075 „ = 406,8985 „ = 809,6908 „ = 1413,7249 „ = 2180,0228 „ = 3088,3894 „ — 4204,5794 „

Sn₀ Mn

55,2000 m/t 182,9075 „ 589,8060 „ 1399,4968 „ 2813,2217 „ 4993,2445 „ 8081,6339 „ 12286,2133 „

12286,2133 m/t

Alle diese auf das Mauerprofil bezüglichen Daten sind in nachstehender Tabelle vereinigt:

Lamelle Nr.

Breite

der Lamelle

Distanz von xx

Kernpunkt

Mitte

Kernpunkt

Fläche Fn

Flächensumme

Gewicht Qn

Gewichtssumme En₀ Qn

Moment Mn

Momentsumme

Mn

4,00 1,33 6,10 2,03 9,91 3,30 13,73 4,58 18,05 5,52 22,36 6,45 26,67 7,39 31,00 8,33

M CO" ^ CO CO" O r-T CO

H tH

2,67

4,06

6,60

9,16

11,54

13,90

16,28

18,66

144,17 581,90

rH CO CO T«

27,600

59,935

92,046

135,930

182,942

232,415

281,911

331,591

27,600

81,535

173,581

309,551

492,453

724,868

1006,779

1338,370

8 3 3 8 S gg g gg

(M iO I> oT O" W

tH tH

55,2000

182,9075

589,8060

55,2000 127,7075 406,8985 809,6908 1 399,4968 1413,7249 2 813,2217 2180,0228 4 993,2445 3088,3894 8 081,6339 4204,5794 12 286,2133

Fall I. Statische Untersuchung der Mauer bei einem Höchststau bis

Kote 538,00.

a) Wasserdrücke.

Der Wasserdruck ist, von oben nach unten gleichmäßig wachsend, durch das bekannte Wasserdruckdreieck dargestellt; bezeichnet man mit Wn jedesmal den Wasserdruck vom Höchstwasserspiegel bis zur betreffenden

h² .

Fuge, so ist er dargestellt durch Wn = y ■ worin y das spezifische Gewicht

und h die Tiefe der Fuge unter dem Höchstwasserspiegel bedeutet; da

h2

y = 1,00 t/m³ bedeutet, so ist Wn-——^-\ die Richtung dieses Wasserdruckes

ist bis zur Lamelle IV horizontal, der Angriffspunkt der Kraft geht durch den Schwerpunkt des Druckdreiecks. Das Drehmoment des jeweiligen Wasserdruckes in bezug auf den Schnittpunkt der Achse XX mit der Fuge ist:

Mwn —

’S

CO

Vom Punkte IV, nämlich von dem Punkte an, wo die Vorderfläche der Mauer geböscht ist, tritt der Wasserdruck senkrecht zu dieser Dossierung, also in schräger Richtung auf. Die für die vertikale Fläche auftretende Druckfigur (Trapez) IV, 1, 2, 3 wird für die geböschte Fläche einfach an die Gerade IV, V angetragen und ist somit IV, V, 2', 3'.

Die Ermittelung von Größe, Art und Richtung der Kraft geschieht in folgender Art. Die Druckfigur ist für die Lamellenbreite d gleich:

d-

d²

Wn = {h — d) . d + -g- = d h — d -\—=

(M

[2 h — d}.

Das Moment m bezug auf den unteren Begrenzungspunkt der geböschten Fläche (Punkt V, VI etc.) ist:

d- dA d-

Mwn = (h - d) — + - g- = -g- [3 h — 2 dj.

Mwn

Dividiert man unteren Begrenzungspunkt der geböschten Fläche:

Wn

d‘„, so erhält man die Distanz der Kraft vom

d‘n- g

Wir brauchen aber das Moment der Kraft Wn auf den Schnittpunkt der Achse XX mit der Fuge, damit es mit den von den anderen Kräften her-riihrenden, ebenfalls auf diesen Pol bezogenen Momenten zusammengesetzt werden kann.

Ml

= WH • d' n,

M Wn — Wn . d‘ r;

Wn

d‘r = d‘n — e;

e = VI . sin. a,

sin. a —

0,5

J 5,0² + 0,5²

= 0,0995.

Der Wasserdruck in einer Fuge unterhalb IV ist deshalb gesetzt aus dem horizontalen Wasserdruck Wiv, plus dem schrägen PVn, dessen 2 Komponenten    Wn ■ s^n- a, V/I^L = Wn . cos. a sind; die Wasser

druckmomente sind gleich dem Momente des Wiv auf den betreffenden Punkt plus dem auf diesen Punkt reduzierten Moment Wn.

zusammen-

Zusammenstellung der horizontalen und schrägen Wasserdrücke.

Fuge

Hori-

Tiefe zontaler

unter Wasserdruck

538,00

Schräger Moment Wasser-Mwn druck

V    H

IV IV

n    n

Moment des lVn

Re-

auf

Nr.

Wn

Wn

Punkt der Böschung

Distanz duziertes Moment

3,00    4,50    4,5000

8,00    32,00    85,3333

13,00    84,50    366,1666

18,00    162,00    972,0000

Moment des Wjy

V.

VI.

VII.

VIII.

23,00

28,00

33,00

38,00

101,98    246,0300

228.85    1066,8800

380.85    2587,5000 557,20 4933,3300

o ^ CO ^ ^    CO^

cP -dT crT co

240,8750

1044,2000

2528,3250

4821,6000

b) Erddruck.

ist

Da bis zur Kote 520,00 vor der Mauer eine Erdanschüttung vorgesehen so muß auch deren Erddruck auf die Mauer beachtet werden. Für das

das Wasser werden

Übergewicht des Erdmaterials unter Wasser gegen

der natürliche Böschungswinkel h = 20 u; derReibungs-

0,900 t/m³ angenommen,

Winkel des Erdmaterials am Mauerwerk wird vernachlässigt, so daß der Erddruck zur Mauerfläche wirkt; der Erddruck wird (wie in der Zeichnung für die Fuge VIII dargestellt) nach dem Rebhannschen Verfahren ermittelt, wobei sich das Erddruckdreieck rse ergibt, welches in Gestalt des Dreieckes die vordere Böschung angetragen erscheint. Die rechnerische

VIIIEIV an Ermittelung ist folgende:

VIIIR = IVVIII ■

VIIIR aus Dreieck IVVIII R. sin. ß

sin.

|l80 - (90 - a + /?)} 20000

-r = IVVIII ■

sin. ß

cos. ß — tx

sin.

VIII m = VIIIR ■

IVVIII

{l80-(y + 90 — /? + «)} _

cos. a

sin. y

VIIIR •

cos. (y + a — ß)

sin. y

_ _ _    __    VIII p

VIII n = x IVVIII . VIIIm; VIIIp = VIIIn; VIII r = VIIIR — VIII m '

Dritte Auflage. II. Band.

Friedricli, Wasserbau.

•2"

VIII / = IV VIII-

sin. y

sin. (90 — /?+« + /)

= IV VIII ■

sin. y

cos. (y + a — ß)

rt = VIII t— VHIr; rs = rt ■ —

cos. (y + a — ß) sin. (y — ß)

a = 5° 42' 38".

ß= 20° 0' 0".

rs = rt = VIIIu = 12,48 m.

y = 57° 43' 25".

rs²

rs²

Der Erddruck area (res) = —• sin. (90 — a) =    ■ cos. a.

rs² cos. a

area IVVIIIe = area (res) =

20,00 . VIIIE

VIII E =

rs² cos. a

VIIIE = 7,69 m.

20,00

Für die anderen Fugen ergibt sich VIIIE proportional ebenso, wie die Erddrücke selbst.

Eviii

20,00.7,69

• 0,9 = 69,21 t.

Evn =

15,0.5,77

■ 0,9 = 38,94 t.

E vi =

10,0.3,845

■ 0,9 = 17,30 t.

Er =

5,00.1,923

• 0,9 = 4,32 t.

Der Angriffspunkt liegt im Drittel der dreieckigen Druckfigur; ihr Moment auf Schnittpunkt der Fuge und Böschung ist leicht gerechnet. Es wird, wie im vorigen Falle, auf den Pol zum Schnittpunkt der Fuge mit xx reduziert.

Zusammenstellung der Erddrücke.

Fuge

Nr.

Erddruck En in Tonnen

Vn = En sin. a Hn == En cos. a

Moment

Reduziertes

Moment

V.

VI.

VII.

VIII.

4,320

17,300

38,940

69,210

o o o o

CO CT t' 03 1^ X_ X; O t-T co~ ocT

4,300

17,210

38,750

68,870

7,2144

57,4814

194,5250

461,4290

6,9984

55,7604

188,7125

447,6550

c) Zusammensetzung der Kräfte.

Die Kräfte werden zusammengesetzt zu Resultanten, indem man für jeden Querschnitt die Summe aller Vertikal-, sowie aller Horizontalkräfte und der Drehmomente* bildet. Der Sinn aller Kräfte, sowie aller Momente in bezug auf den jeweiligen Pol zum Schnittpunkt der xx mit der Fuge ist derselbe, so daß Vorzeichen nicht zu berücksichtigen sind und die algebraische

IM

Summierung hier auch eine arithmetische wird. Durch Division

IV

erhält

man den Angriffspunkt der Resultanten auf der Horizontalfuge, durch den IM

Bruch

IV

den Angriffspunkt der Resultierenden auf der AA-Achse, in

beiden Fällen

Momentenpol aus gemessen. Die Verbindungsgerade beider stellt Richtung und Lage der Resultanten vor. Die Verbindungskurve der ersteren Punkte stellt die sogen. Stützlinie vor. Es soll die Zusammensetzung beispielsweise für die Fuge VI gezeigt werden;

KV= ^oQ + ^vi+ Kl = 724,868 + 22,880 + 1,720

vom

= 749,468 t

K H= WIV+Wyi + Efri= 162,000 + 228,85 + 17,210

= 408,060 t

+ MWVI-\- Mevi = 4,993,2445 +

+ 2,592,0000 + 1,044,2000 + 55,7604 = 8,685,2049 m/t

8,685,2049

749,468

= 11,58 m; y

8,685,2049

408,060

= 21,28 m.

Zieht man von x die Distanz der Querschnittsmitte von XX ab, so erhält man „a“ die Entfernung der Stützlinie von der Querschnittsmitte. Diese Werte sind in der nachfolgenden Tabelle vereinigt:

Fuge

Nr.

Summe der V ertikal-kräfte

Summe der Horizontalkräfte

Summe der Momente

I.

II.

III.

IV.

V.

VI.

VII.

VIII.

27,600

81,535

173,581

309,511

503,133

749,468

1048,699

1400,980

4,500

32,000

84,500

162,000

268,280

408,060

581,330

788,070

59,7000 268,2408 955,9726 2 371,4968 4 843,0951 8 685,2049 14 200,6714 21 774,4683

2,16

3,29

5,51

7,66

9,62

11,58

13.54

15.54

13,26

0,16

8,38

0,24

11,31

14,64

18,05

21,28

24,43

27,63

0,56

0,79

1,09

1,40

1,71

2,04

d) Ermittelung der Randspannungen in den Querschnitten.

Nunmehr kann an die Ermittelung derselben geschritten werden. Nach den bekannten Formeln ist:

SV

6 SV. a

SV b rh 6 a

bb‘

b‘b*

b b‘

Hierin stellen b und b‘ die Dimensionen des Querschnitts dar, SV und a die bekannten Werte. Das bisherige System „Meter-Tonne“ wird verlassen und nunmehr in der Dimension „Zentimeter-Kilogramm“ gerechnet; b ist hierbei

SV

ist die mittlere Spannung. In nachstehender Tabelle sind alle hier in Betracht kommenden Größen vereinigt.

100 cm.

100 6

(Siehe die Tabelle auf S. 308.)

Weise konnten nunmehr die Kurven gleicher Bean-

In einfacher

spruchung in Abständen von 1,0 at konstruiert werden.

Fuge

Breite b

i:Vn

Mittlere

Spannung

Nr.

cm

kg

cm

kg/cm'²

Spannung Spannung an der    an der

Luftseite Wasserseite kg/cm'²    kg/cm²

400

610

991

1373

1805

2236

2667

3100

27,600

81,585

173,581

309,511

503,133

749,468

1048,699

1400,980

CD^CDCJDOh^ H (N lO D o l>- O

t-H H H Ol

o_    o_ <o_ ©_

Ol 05 CO rH

-.....

OHHtMcqcocOü

D    h    CO    P’    (M

CO    * CC    rCO    GO    iCO

CO    D    (M    [>•    CO

CD t—i CD

S >2 ^

CO_ CD_ CO_

OHiMCOCO’tiQCD

tD ^ 05 GO CO m CD 00 K) CD Q

O is-

O tH t> C£)

00 CO CO

e) Berücksichtigung des Auftriebes.

Den neuesten Anschauungen Rechnung tragend, soll auch im vorliegenden Beispiele der Einfluß des Auftriebes auf die Spannungsverteilung berechnet werden, welcher sich äußert, wenn das unter seinem eigenen Druck befindliche Talsperrenwasser in eine horizontale Fuge eindringt. Der oberhalb einer sich bildenden, an der Luftseite geschlossenen Lagerfuge befindliche Mauerkörper soll sich unter den bei dichter Mauer wirkenden Angriffskräften, den Pressungen des Auftriebs und dem Gegendruck des Auflagekörpers im Gleichgewicht befinden; er ruht demnach auf Wasser und Mauerwerk zugleich. Soweit der Gegendruck des Auflagekörpers kleiner ist als der Auftrieb, tritt das konstante Maß des letzteren ein und verändert hierdurch die Spannungsverteilung im ganzen Querschnitt. Ob dann im übrigen Teil des Querschnitts der Gegendruck durch Auftrieb und Mauerwerk zugleich oder nur durch letzteren geleistet wird, ob also in den übrigen Teil der Fuge Wasser eintritt oder nicht, ist für die rechnungsmäßige Standfestigkeit der Mauer gleichgültig. Die Spannungsfigur besteht aus dem Rechteck der gleichmäßig verteilten Auftriebspressungen und außerdem aus einem anliegenden Dreieck, welches in folgender Art berechnet wird:

-%V- A.

a . x . 100

=H

Ol

= En V. a: daraus a und xl

0 ⁷

Die größte Spannung an der Luftseite ist dann um er größer als die Pressung des Auftriebs. Zu bemerken ist noch, daß die Wirkung des Auftriebs eine kleinere wird, wenn weiter oben in ähnlicher Weise eine Fuge sich bildet, so daß die berechneten und in der Figur blau gezeichneten Spannungsfiguren nicht gleichzeitig bestehen können, weswegen auch für diesen Fall keine Spannungsniveaulinien konstruiert werden können. Von der Fuge IV an ist die Wirkung des Auftriebs, als zu geringfügig, zu vernachlässigen.

Fall II. Wasserstand auf Kote 520,00.

Bis zur Fuge IV steht die Mauer nur unter den Wirkungen des Eigengewichtes; von IV an treten zur Böschung normale Wasserdrücke auf, deren

Z?2

2~, wenn h die Tiefe der Fuge unter der Kote 520,0 bedeutet.

Der Angriffspunkt liegt immer im unteren Drittel der dreieckigen Druckfigur. Das Moment auf den Schnittpunkt der Böschung und Fuge als Pol ist mit

Größe Wn =

h³

g-; es wird, wie im Fall I,

Fuge Breite b

Tiefe unter Auftriebs-Kote 538,00

pressung

Nr.

cm

kg/cm²

kg/cm²

Größte

Spannung

Luftseite

cm

V.

1805

VI.

2236

VII.

2667

VIII.

3100

23,00

28,00

33,00

38,00

OOOO 00 CO CO 00 oh ©r co co

CT5 O »O (M O 1-1 H lO (M~ CO -V ucf

Oiococ-Tti 05 w O 00 o co co

CD -0 ü> ti

'üd Id 'co

M CH O CO

einer sehr geringen Vernachlässigung konstruiert:

auf den Schnittpunkt von Lamelle und xx reduziert.

Die Erddrücke bleiben genau wie im Fall I.

Die Wasserdrücke sind in der folgenden Tabelle vereinigt.

Fuge

Nr.

Tiefe

unter

520,00

Wasser

druck

Vertikal- Horizontalkomponente komponente

Moment

Reduziertes

Moment

V.

VI.

VII.

VIII.

OOOO

o. o_ 0^ o. no o >0 o

•tH t—< CM

OOOO 10^    o

cd cT cm~ cT

r—i lQ tH O rH CM

tH lO

20,00

12,50

50,00

112,50

200,00

20,8750    20,2500

166.5000    161,5000

562.5000    540,7750

1334,0000    1294,0000

Zusammensetzung der Kräfte.

Fuge

Nr.

Summe der Vertikalkräfte

Summe der Horizontalkräfte

Summe der Momente

I.

II.

III.

IV.

V.

VI.

VII.

VIII.

27,600

81,535

173,581

309,551

493,008

731,588

1021,899

1365,260

16,80

67,21

151,25

268,87

55,2000

182,9075

589,8060

1    399,4968

2    840,4701 5 210,5049 8 811,1214

14 027,8683

2,00

2,24

0,81

3,39

4,52

5,76

7,13

8,62

10,27

1,56

2,35

2,77

3,05

3,21

3,23

Hieraus ergeben sich die Randspannungen (rote Trapeze):

Fuge Nr.

Breite

cm

Mittlere

Spannung

Spannung Spannung Luftseite Wasserseite

I.

400

II.

610

III.

991

IV.

1373

V.

1805

VI. .

2236

VII.

2667

VIII.

3100

27,600

81,535

173,581

309,511

493,008

731,588

1021,899

1365,260

81,00

156,00

235,00

277,00

305,00

321,00

323,00

0,690

1,336

1,751

2,253

2,731

3,272

3,831

4,400

0,690 0,271 0,096 — 0,060 0,218 0,589

1,061

1,645

JJi Ol jpu. 03 K) o

~Cn 'co ^

CD O CD O -d o< O

CO iO l> CD tO 05 CI (M 05 iO 05

In diesem Falle, wenn der Wasserspiegel auf Kote 520,00 m herabgesenkt wird, was beispielsweise bei einem für Trinkwasserzwecke dienenden Stauweiher die Stauhöhe für den eisernen Vorrat repräsentieren kann, tritt in Kante IV auf der Luftseite eine Spannung (—0,060 kg pro cm²) ein. Die Untersuchung dieses beiläufig angenommenen Profiles ergibt somit, daß für den Fall, als der Wasserspiegel wirklich so tief sinken sollte, der Anzug der Mauer auf der Wasserseite und event. auch die Anschüttung nicht vom Punkt IV, sondern von einem höheren Punkte (z. B. III oder II) aus zu geben ist, damit die Drucklinie innerhalb des mittleren Mauerdrittels fällt und dadurch Zugspannungen vermieden werden.

Im übrigen wird bezüglich der Beurteilung der Inanspruchnahme der Umstand zu berücksichtigen sein, ob die Schwankungen des Reservoirwasserspiegels nur geringe oder sehr bedeutende, rasche oder langsame sind. In dieser Richtung werden die Talsperren für ausschließliche Retensions-zwecke, wo also die Füllung und Entleerung sich im Laufe einiger Tage oder Wochen vollzieht, den höchsten Ansprüchen auf Materialbeanspruchungsverteilung genügen müssen, andererseits Wasserauftrieb und Isolierung eine untergeordnete Rolle spielen, wie dies bei ausschließlichen Sammelreservoiren der Fall sein kann.

Eines wäre noch zu erwähnen: An allen Stellen, wo Querschnittsveränderungen des Normalprofiles vorhanden, z. B. bei Grundablässen, muß für eine entsprechende lokale Verstärkung des Profiles Sorge getragen werden.

In der österr. „Allgemeinen Bauzeitung“, Jahrg. 78 (1913), Heft 1 untersucht W. Plenkner ein Profil, bei dem speziell der Auftrieb berücksichtigt erscheint. Die Untersuchung verfolgt den Zweck, die Ergebnisse der Li eck-feldtschen Methode mit jenen nach dem Mohrschen Verfahren zu vergleichen (siehe Fig. 114). Nach dem Mohrschen Verfahren betragen die größten Beanspruchungen in der untersten Fuge bei Berücksichtigung des Eigengewichtes, des Erd- und Wasserdruckes, sowie des Auftriebes auf der Wasserseite — 2,10 kg/cm² und auf der Luftseite + 5,23 kg/cm².

Nach der Lieckfeldtschen Methode steigt dagegen die Pressung auf der Luftseite bis auf 6,7 kg/cm². Berücksichtigt man ferner, daß bei der

.    7,40 kg/cm²

nach Mohr.....

„ Lieckfeldt .    .

Bauausführung d erhöhen sich die seite betragen:

Fug«

CTQ a

zur

nach beiden

n> n>

senkrecht stehen sollen, so »den, so daß sie an der Luft-

•    •    7,67    „

Es stimmt also das Ergebnis nach Mohr mit jenem nach Lieckfeldt ziemlich gut überein.

Bezüglich der Berechnung

Staumauern (Talsperren) wird im übrigen auf die zahlreiche Spezialliteratur verwiesen, unter welcher unter anderem

von

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Fig. 114. Untersuchung eines Mauerprofiles mit und ohne Unterdrück (nach Plenkner).

nachstehende Publikationen (chronologisch geordnet) hervorgehoben werden sollen.

1889: Zentralblatt für Bauverwaltung: Fecht, Über Staumauern. Kiel: Zur Berechnung von Wasserdruckmauern, insbesondere von Talsperren. 1898: Zentralblatt für Bau Verwaltung: Lieckfeldt, Die Standfestigkeit von Staumauern mit offenen Lagerfugen.

1906: Zentralblatt für Bauverwaltung: Lieckfeldt, Die Lebensdauer der Talsperren.

1907: Zentralblatt für Bau Verwaltung: Sympher, Der Talsperrenbau in Deutschland.

1908: Zentralblatt für Bauverwaltung: Lieckfeldt, Erfahrungen im Talsperrenbau; Krause, Die Standfestigkeit von Staumauern mit offenen Lagerfugen und die Erwiderungen darauf von Krey und Link.

1908: Zeitschr. für Ingen, u. Archit. Wesen: Mattem, Beitrag zur Frage des inneren Auftriebes in Talsperren; Cr eh, Zur Frage des Unterdruckes bei Sperrmauern. Als separate Werke: Platzmann, Der Querschnitt von Staumauern; Mohr, Der Spannungszustand einer Staumauer; Kreßnik (Zeitschr. des österr. Ingen.- u. Archit.-Vereines).

1909: Kreuter, Berechnung und Ausführung von Staumauern.

1910: Link: Die Bestimmung von Staumauern (Berlin, Springer), dann Aufsatz in österr. Wochenschrift für den öff. Baudienst.

1911: Ziegler, Der Talsperrenbau.

1 Lieferung).

1912: Mattem, Talsperren (Handb. d. Ing.-W. III—II/2

1913: Plenkner, österr. allg. Bauzeitung (siehe auch Nachtrag).

Kronenbreite, Höhe der Mauerkrone über dem Hochwasser und Architektur der Mauerkrone.

Da bei jedem größeren Wasserbecken durch Wind ein gewöhnlich von der Länge und Breite dieses Beckens abhängiger und verschieden hoher Wellenschlag erzeugt wird, da weiter jedes Überfluten der Staumauer ver mieden werden muß, aus Rücksicht auf eine eventuelle Unterspülung des Bauwerkes, so muß die Mauerkrone in einer gewissen Höhe über dem höchsten, im Reservoir erreichbaren Wasserspiegel liegen. Bei kleinen Reservoiren, d. h. niederen Mauern, beträgt diese Höhe h im Minimum 0,5—1 m, bei etwas größeren Staubecken l¹^—2 m. Ingenieur en chef Krantz in Paris hat diese

Überhöhung bei Mauerhöhen von 35 m mit h = angenommen, wobei t die größte Wassertiefe bedeutet.

Bezüglich der Kronenbreite sowie der Höhe der Mauerkrone über dem Höchstwasserspiegel geben Krantz und Crugnola nachstehende Dimensionen an, wobei die Kronenbreite nur von der Mauerhöhe abhängig erscheint, die Mauer also nicht speziell als Viadukt dient, in welch letzterem Fall natürlich die Straßenbreite bestimmend wäre.

Wassertiefe

Kronenbreite b in Meter

Kronenhöhe h über dem Wasserspiegel in Meter

Krantz

Krantz

in Meter

Crugnola

Crugnola

10

15

20

25

30

35

40

45

50

2,00

1,70

0,50

0,50

2,50

3,00

3,50

4,00

4,50

5,00

5,00

5,00

5,00

2,00

2,30

2,50

3,00

3,50

4,00

4,25

4,50

4,75

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

3,50

3,50

3,50

0,90

1,30

1,50

2,00

2,40

2,80

3,00

3,25

3,50

Reh bock empfiehlt die Berechnung für die Kronenhöhe h = ~

nach folgenden Formeln:

15 + °>³ m.

für die Kronenbreite b = ~

von

Die Hdere LeenSdearUßir-    ^    ^    ^ fegend ab, bezw.

herrschend^WMnchtung" ⁸    ~ber ™,

Die Mauerkrone erhält überdies auf der Wasserseite eine 0,8-1,0 m hohe stetnerne Barapuetmauer und an der Landseite ein Stein- oder Eisen-g nder. Die Geh- oder f ahrbahn wird konvex abgepflastert (Fig. 115). Um

Ah mT" V°n nGr Talseite auS architektonisch entsprechenden bekrönenden Schluß zu geben wird. ein einfaches Hauptgesims zu projektieren sein. Solche entsprechende Gesimstypen sind aus Fig. 115—118 a, b, c zu ersehen.

Normaltypen von Talsperren.

Um eine Übersicht über die Grundform, sowie die bedeutend differierenden Ausmaße der Profile zu geben, sind in nachstehenden Figuren charakte-

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min. 20m

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mm

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Fig. 116. Hauptgesims für niedere Talsperren.

Fig. 115.

Querprofil der Mauerkrone.

ristische Sperrenprofile abgebildet. Fig. 119 stellt das deutsche Normalprofil (Type Fecht) für eine Höhe von 22 m dar, — ein Profil, dessen

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Fig. 117. Hauptgesims für hohe Talsperren (Type Krantz-Paris).

Fig. 118 a. Hauptgesims der Sperre Gouffres d’enfers bei St. Etienne (50 m hoch).

Grundform das Dreieck ist, und welches den früheren Auseinandersetzungen zugrunde gelegt wurde. Fig. 120 zeigt das deutsche Normalprofil für hohe Sperren (Type Intze), die 58 m hohe Sperrmauer bei Gemünd, Fig. 122 das vom V. internationalen Binnenschiffahrtskongreß in Paris (1892) als mustergültiges, allen Ansprüchen genügendes Normalprofil der Talsperre von Char-

train. In diesem Profil sind die maximalen Kantenpressungen bei gefülltem Reservoir nach 3 verschiedenen französischen Berechnungsmethoden eingeschrieben, und zwar:

Px nach Delocre, das gewöhnliche Verfahren, wie solches bei der Gouffre d’enfer-Sperre etc., sowie heute auch in Deutschland bei nicht hohen Sperren Anwendung findet;

7 iT.

Fig. 118 b. Mauerbekrönung der Haspe-Talsperre.

P.₂ nach Bouvier, bei Annahme nicht horizontaler, sondern schräger Fugen und Einwirkung der Normalkomponente für diese entsprechende Fuge; P₃ nach Guillemain, welcher alle oberhalb der schrägen Fuge angreifenden Kräfte in Rechnung zieht.

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Fig. 118 c. Mauerbekrönung der Marklissa-Talsperre.

Fig. 125 zeigt ein im Jahre 1874 vom verstorbenen Professor Harlacher in Prag projektiertes Profil einer Talsperre im bösen Loch bei Komotau (Böhmen), 87,5 m hoch, in der obern 15 m langen Partie sehr schlank. In diesem Profil ist jedoch der Wasserspiegel für die Berechnung 2,5 m unter der Krone angenommen. Hervorzuheben ist weiter, daß bei leerem Reservoir die Drucklinie in den Fugen VII, VIII und IX (von oben gezählt) außerhalb des Mauerdrittels fällt. Fig. 121 zeigt das französische Normalprofil nach Chefingenieur Krantz in Paris. Die Grundform bildet ein Trapez, welches jedoch zum Teil durch Kreisbogen begrenzt ist. Bedeutet H die größte Wassertiefe, so wählt Krantz folgende Verhältnisse:

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Fig. 119. Deutsches Normalprofil (Fecht).

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Französisches Profil (Krantz).

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Fig. 123.

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Fig. 120. Type Intze (für hohe Mauern).

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Fig. 122. Talsperre von Chartrain (54 m hoch).

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Italienisches Profil (Crugnola).

Fig. 124. Sperre „del Yillar“.

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und m = 1,0 m bei H = 5 m

a = 10 „ » " 15 a a = 20    „

a ⁼ 25    „

„ = 30 „ a = 35 „

Über 35 m ordnet Krantz Absätze an, ähnlich wie in Fig. 123. — Fig. 123. Italienisches Normalprofil von Ingenieur Crugnola. Das für

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Fig. 125. Profil Harlacher.

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Fig. 126. Gileppe-Sperre.

eine Höhe von 50 m entworfene Profil hat als Grundform das rechtwinklige Dreieck und von 35 m an aufwärts einen 1 m breiten Absatz auf der Talseite

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Fig. 127. Crystal-Springs-Sperre.

Fig. 128. Virnwey-Sperre.

Fig. 129. Talsperren-profil des Reservoirs de Bear Valley.

der Mauer. — Fig. 124 stellt das Profil der am Flusse Lozoya in den Jahren 1869—1876 gebauten spanischen dienenden Sperre „del Villar“ dar, welche, 51,4 m hoch, sich dem Crug-nolasehen Profil nähert, jedoch keinen Absatz besitzt. Das Reservoir hat

zur

Wasserversorgung von Madrid

Ay.

viers, fallt durch seine übermäßige Dimensionierung schlanken, bauökonomischen neuen Talsperren auf.

Ingenieur Bideaut projektierte und gebaute Talsperre Höhe ein Staubecken von 13 Mill. m* Fassungsraum ab. in den Dimensionen wesentlich schwächeres Trapezprofil wird durch die Crystal-Springs - 1 alsperre in Kalifornien, welche aus Betonblöcken hergestellt wurde, repräsentiert. — Als Muster einer Talsperre, welche auf der ganzen Kronenbreite als Überfallwehr eingerichtet ist, demgemäß starke Dimensionen und eine eigentümlich geformte Talseite aufweist, ist in Fig. die V irnwey- I alsperre abgebildet, welche zur Wasserversorgung der Stadt Liverpool dient. Die Maße sind in englichen Fuß ausgedrückt, eine Unterspülung des Bauwerkes hintanzuhalten, ist unterhalb der großen I alsperre eine kleine Sperre errichtet, durch welche ein permanent gefülltes, 45 englische Fuß tiefes, kleines Staubassin gebildet wird zu dem Zwecke, die Wucht des über die große Sperre herabstürzenden Wassers zu parallelisieren.

um

gegenüber den Die vom belgischen schließt bei 47,7 m Fig. 127. Ein

128

Um

Als Type eines abnormal schwachen Profiles muß die Bear Valley-Sperre in Kalifornien (Fig. 129) hervorgehoben werden. (Näheres findet sich in der Beschreibung dieser und anderer schwach dimensionierter Staumauern am Schlüsse dieses Kapitels.)

a) Das Überfallwehr samt Ablaufgerinne.

Das bei jeder Staumauer anzubringende Überfallwehr hat den Zweck, in jenen abnormen Fällen, wo der Grundablaß (Hochwasserstollen) infolge Verstopfung oder anderer unvorhergesehener Hindernisse wegen nicht mehr ausreichen sollte, bei gefülltem Reservoir dem überschüssig zufließenden Wasser den Austritt aus dem Stauweiher zu gestatten, ohne die Talsperre selbst zu überfluten, daher deren Bestand dadurch außer Gefahr vor Unterspülung zu bringen. Das Überfallwehr ist also das Hauptsicherheitsventil bei unvorhergesehener Überfüllung des Staubeckens. Durch die Überfallkante der Überfallvorrichtung (Wehrkrone) wird die Höhe der normalen Wasserspannung im Reservoir fixiert. Durch am Wehrrücken angebrachte bewegliche Wehraufsätze oder Dammbalken kann die Wasserspannung im Reservoir und damit der Fassungsraum wesentlich erhöht werden, da in dieser Höhe die Wasserspiegelfläche am größten ist. Die Höhe h der Aufsätze, welche bei Hochwassergefahr entfernt oder umgelegt werden, entspricht in der Regel der bei Hochwasser anzunehmenden maximalen Überfallhöhe. Dieselbe kann bei kleineren Einzugsgebieten 0,5—1,0 m betragen, soll jedoch mit Rücksicht auf die Sicherheit des Absturzgerinnes selbst bei den größten Reservoiren bezw. den größten Einzugsgebieten 2 m nicht überschreiten.

Dimensionierung. Das Überfall wehr, sowie das anschließende Abflußgerinne sind derartig zu berechnen, daß bei gefülltem Reservoir und Nichtfunktionieren des Grundablasses das größte, dem Einzugsgebiete entsprechende Hochwasserquantum diesen Überlauf passieren kann. Es kann nicht oft genug darauf aufmerksam gemacht werden, daß in der

Dimensionierung des Überfallwehres mit den ungünstigsten Fak toren gerechnet werden muß.

Das maximale Überlaufquantum Q

max.

pro Sekunde und Quadratkilometer, welches während der Kulminationsperiode eintritt, hängt bekanntlich von der Größe des Niederschlagsgebietes ab, d. h. es wird mit der Größe der Fläche unverhältnismäßig kleiner. Weiter ist der Abflußkoeffizient abhängig von dem Grade der Bewaldung, von der Kulturart, Bodenbeschaffenheit, den Neigungsverhältnissen, von der Regendauer und Intensität etc. Man wird also zuerst trachten, nach den Aufzeichnungen oder Erfahrungen entweder die maximale beobachtete Hochwassermenge in der Nähe der Abschlußstelle aus dem Hochwasserprofil zu berechnen, oder aber wird man aus den intensivsten Regenfällen, welche abnormale Hochwässer erzeugen,

das Q

berechnen.

max.

Reservoire mit sehr großen Einzugsgebieten sind früher wenige durchgeführt worden. Die meisten der Reservoire haben nur ein kleines Einzugsgebiet. Das noch zu bauende Reservoir von Weirowitz (am Jaispitzbach) in Mähren hat beispielsweise ein Einzugsgebiet von 360 km². Das abnormalste Hochwasserquantum betrug dortselbst in der Kulmination (1902) Qmax. = 180 m³, trotzdem das Einzugsgebiet nur Hügelland ist; es entfällt daher pro km² ein Qsec- = 0,50 m³. Bei kleinen Einzugsgebieten wird das Qsec• natürlich ein viel größeres werden, welche mindestens 40 mm pro Stunde Regenhöhe ergeben und sich über einige Quadratkilometer faktisch gleichzeitig ausbreiten können, während bei größeren Gebieten man nur mit Landregen von ca. 100 mm pro Tag rechnen kann.

Ist die Regenhöhe h = 0,040 m pro Stunde, die Niederschlagsfläche eines Quadratkilometers fl — 1000000 m², ferner a = 0,6 der Abflußkoeffizient in der Kulmination, so erhält man:

Qsec. m3

fl . h . a

3600*e<>-

6,5 m³ pro km²,

gegenüber 0,25 m³ bei großen Niederschlagsgebieten und max. 7,5 m³ bei der Friedrichswalder Talsperre in Böhmen.

Ein vollkommener Überfall wird bei Annahme einer Überfallhöhe von:

h — 1 m und b — \ m; Q-0,443.1. 1 ^ 19,62.1 = 1,96 m³,

also rund pro lfd. m Überfallgerinne Q 2 m³ pro Sekunde abführen; für Q = 6,5 m³ müßte also bei h = 1 m Überfallhöhe das Gerinne pro km2 = 3,25 m breit werden. Für größere Quantitäten wird man h = 1,5—2,0 m annehmen.

Natürlich wird man diese Breite in mehrere Öffnungen teilen, welche durch Überbrückung entsprechend leicht zugänglich zu machen sind.

Sei beispielsweise Qmax. = 100 m³, so ergibt sich für h — 2 m Überfallhöhe ein sekundliches Überlaufquantum von:

Q = ²/₃ fi. b . h yj2gh — 0,433.1.2 ^19,62.2 = 5,55 m³

pio lfd. m Wehrüberfall, also für 100 m³ abzuleitendes Hochwasserquantum eine notwendige Überfalllänge bezw. Breite:

100

= 18 m.

5,55

Hierbei wurde ²/₃ a = 0,443 gerechnet, weil bei großen Überfällen in Talsperren die Zuflußbreite gleich der Abflußbreite angenommen werden kann, wenn der Überfall auf einer Seite der Talsperre liegt; bei entsprechend abgerundeter Überfallkrone kann ²/a fi = 0,50 genommen (siehe Waldecker Talsperre am Schlüsse dieses Kapitels) und die Zuflußgeschwindigkeit gleich Null gesetzt werden.

Bei Detailprojekten wird man sich dieser allgemeinen Annahme über Niederschlagshöhen nicht bedienen, sondern trachten, aus den meteorologischen Aufzeichnungen der im Einzugsgebiete oder in der Nähe gelegenen Stationen die Extreme in Rechnung zu ziehen.

Welche kolossalen Niederschläge auch unsere Gegenden aufweisen, zeigt die Station Neu wiese im böhmischen Riesengebirge (750 m Seehöhe), die meteorologische Station für das Einzugsgebiet der Friedrichswalder Talsperre, welches 4,1 km² groß ist und zu 65 °/₀ aus Waldland und 35 °/₀ aus Freiland (Heide, Jungwald) besteht. Während die mittlere Jahresregenhöhe 1400 mm beträgt, wurde im Juli 1897 binnen 24 h eine Regenhöhe von 345 mm und des ganzen 3 Tage andauernden Regens von 500 mm gemessen. Während der Hochwasserüberfall für dieses kleine Einzugsgebiet mit Q = 30 m³ berechnet wurde (also 7,5 m³ pro km²), ergab eine direkte Messung des maximalen Hochwassers in der Kulmination bloß Q — 20 m3 (also 5 m³ pro km²).

Intze nahm für die schlecht bewaldeten, steilen Abhänge des Wuppergebietes (300—400 m Seehöhe) Q = 1—1,2 m³ pro km², am Bober und Queis q = 3 m³, in Alfeldt (nach Fecht) bei 850 m Seehöhe O —- 2,3 m³ pro Sekunde und km² an. Alle diese Einzugsgebiete sind klein. Für den Stauweiher in Weirowitz (Mähren) mit 380 km² Einzugsgebiet habe ich im Projekt Q = 0,50 in³, für den Hassensteinstauweiher im Erzgebirge (600—900 m Seehöhe, 32,0 km² Einzugsgebiet) Q = 1,7 m³, für den Rauschengrundweiher im Erzgebirge (bei 16 km² und 750—950 m Seehöhe) Q = 1,7 m³, für den Neuhammer Weiher bei Neudek bei 43 km² nur 0,8 m³ pro km² gerechnet. Kreßnik berechnet das maximale Hochwasserquantum nach der einfachen

Formel Qmax. =

30

0,5 + yjF

. F, wobei F die Fläche des Einzugsgebietes

bedeutet und für a für katastrophale Hochwässer = 1 einzusetzen ist, welcher    W

Wert bei besonderen Verzögerungen im Abflüsse auf 0,6 herabsinken kann. ^ H -Für verschiedene andere Einzugsgebiete wurden nachstehende Größen- :

Verhältnisse gefunden:

(Siehe die Tabelle auf S. 320.)

Konstruktion der Überfälle.

Die Überfälle können

Bauliche

entweder seitwärts in die Lehne oder in die Talsperre selbst gelegt werden.

für den Überfall wäre, obwohl selten vorkommend, eine gelegene Terrainmulde im Talsperrenprofil oder in

Die günstigste Lage seitwärts der Talsperre

Tabelle der max. Hochwassermengen der Gebirgsflüsse bei ausgeführten Talsperren.

Bezeichnung der Talsperre

Einzugs

gebiet

in

km'²

Hochwasser

Qmax.

in Sek. m3 pro 1 km

Bemerkung

Eschbach bei Remscheid .    .    .

Sengbach bei Solingen ....

Neye bei Wipperfürth.....

Mohne (Ruhrgebiet).....

Krebsbach bei Nordhausen a./Harz

Urft (Eifel).........

Oueiß bei Marklissa.....

Bober bei Mauer......

Bober bei Buchwald.....

Lomnitz bei Krummhübel .    .    .

Zacken bei Warmbrunn ....

Heidewasser bei Herischdorf

(Bobergebiet).......

Wölfel bei Wölfeisgrund (Glatzer

du

dessen Nähe, wie dies z. B. bei der für den Donau-Oder-Kanal ausgeführten Talsperre im Bystriczkatal (Betschwatal, Mähren) der Fall ist. Die Anordnung der Überfälle in die Tallehne, also senkrecht auf die Längenachse der Reservoirmauer, ist für viele Fälle am rationellsten. Eine derartige Konstruktion ist in Fig. 130 im Querschnitt und in Fig. 131 in der Daraufsicht dargestellt; es betrifft dies das Überfallwehr der zur Versorgung der Stadt Remscheid in der Rheinprovinz im Eschbachtale von Prof. Intze projektierten und 1889—1891 ausgeführten Stauweiheranlage. Die Uberfalllänge beträgt B — 20 m, die Überfallhöhe h — \ m; es können somit Q = 38 bis 40 m³ abgeführt werden. Das abstürzende Wasser fließt in einen gemauerten, mit starkem Sohlengefälle versehenen Kanal, welcher entsprechend den zunehmenden Abflußmengen eine Breite von 2—5 m besitzt, durch eine in der Talsperre gebaute gewölbte Brücke ab, gelangt in ein kurzes, in Felsen ausgesprengtes Ablaufgerinne und stürzt am Ende desselben über die Fels-

4,5

11,8

11,6

416,0

5,7

375,0

306,0

1210,0

59,0

11,0

118,0

92,0

2,5

18,0

3,9

5,2

103,0

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1430,0

5,7

bis 100,0 175,5 143,0

4,1

0,95

0,23

0,80

0,70

0,16

0,50

2,60

1,07

2,00

4,00

2,90

3,30

3,60

2,00

2,10

1,40

0,50

1,25

0,63

1,00

1,00-1,25

H. Wh 1909

Talsperrenüberfall für 1,0 m³ pro km'² gebaut

> Hochwasser 1897

I Überfall gebaut für 2,3 m³

Überfall projektiert

Überfall f. 30 m³ gebaut

„ 30 „

» ⁵⁰ » » 32 „

abhänge der I allehne ab. Um ein Verlegen des Überfallkanales durch Langholz oder Eisschollen, welche bei Hochwasser in den Stauweiher gelangen können, zu verhindern, sind über denselben in Entfernungen von 2 m eiserne Schienen m gelegt. Dieser Abflußkanal ist entsprehend der abzuführenden Wassermenge zu berechnen, wobei das Gefälle der Sohle ein solches sein muß, daß die erzeugte Geschwindigkeit die bekannten Maxirnalgrenzen nicht überschreitet. Fig. 132 zeigt einen gleichartig konstruierten 25 m langen seitlichen Überfall für max. Q = 55 m³ bei h — 1 m und 11,8 km² Einzugsgebiet, aus welchem jedoch ein Hochwasser von nur 12 m³ zu erwarten ist, welches übermäßig groß angelegtes Objekt bei der Solinger Talsperre ausgeführt wurde. Fig. 133 zeigt den kas-kaden-(treppen-) artig gestalteten Überfall der neuen Croton-Talsperre für die Wasserversorgung von New York. Der Überlauf zieht sich am ersten Bergabhange in einer Länge von 300 m hin und liegt die Wehrkrone in dem ersten 75 m langen Teil 6 m, im übrigen Teil um 4,8 m tiefer als die Mauerkrone.

Das Einzugsgebiet dieser 89 m hohen Staumauer beträgt 963 km- bei

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Fig. 130. Querschnitt.

Zum Jlhftulsiferinne Fig. 131. Daraufsicht.

Überfallwehr bei der Talsperre in Remscheid.

einer mittleren Abflußmenge von Q = 66 m³, d. h. 5,7 Milk m³ größten Tageszufluß in das 114 Mill. m³ fassende Staubecken.

Ein ähnlicher Überfall in der Tallehne ist in einer späteren Figur (Reservoir du Ban bei St. Chamond) abgebildet. In anderen Fällen müssen die Öffnungen in die Mauer selbst situiert werden und legt man dieselben & die Tallehne, in einzelnen Fällen (siehe Stauweiher Weirowitz)

möglichst an    ^

ganz seitwärts. Derartige Überfälle, in der Achse der Reservoirmauer gelegen, sind aus den späteren Figuren, betreffend die Beschreibung des Altenweihers im Elsaß und der Jaispitzbachreservoire, zu entnehmen.

Jahren mit Vorliebe die Überfälle (wohl nur für

nur für geringe

Intze hat in späteren kleine Stauweiher) in die Mitte der Talsperre verlegt,

Dritte Auflage. II. Band.

was

Friedrich, Wasserbau.

Überfallhöhen und Wassermengen zulässig erscheint, außer das Talsperrenprofil wird ein anderes, wie z. B. die Virnwey-Sperre (Fig. 128), bei welcher, als Überfallwehr kräftig dimensioniert, das Wasser auf ihrer ganzen Länge nach überstürzt. (Fassungsraum 15 Mill. m³, bei 306 km² Einzugsgebiet.)

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Fig. 132. Solinger Talsperre. Seitlicher Überfall mit Eisbrecher.

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Bei der Marklissa-Sperre hat Intze oberhalb der Mauer in den beiden Tallehnen 2 Überfälle von je 30 m Länge angeordnet, welche regulierbar durch Entlastungsschützen ein Maximalquantum von 110 m⁵ durch einen schrägen Stollen in einen großen, kreisrunden Umlauf (Hochwasserstollen) von 5 m Durchmesser abführen. — Übersteigt das zufließende Hochwasser

das Quantum von 110 m³, welches durch die Entlastungsschützen abfließen kann, so füllt sich von selbst der Hochwasserschutzraum.

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Fig 133. Croton-Talsperre. Überfallwehr mit anschließender Kaskade.

Um nun ein Überströmen der Talsperre selbst zu verhindern, sind 2 m unter der Mauerkrone an beiden Talseiten Überläufe von 68 m Länge angelegt, welche zusammen eine Wassermenge von

Q = 0,0 F. y'2gh = 0,5 . 2,0.68.4,429 . /¥ = 248 m³

abführen, welche ebenfalls durch Schächte in die Umlaufstollen abgeleitet wird. Um die kolossale Wirkung der aus einer Höhe von 40 m herabstürzenden Wassermassen unschädlich zu machen, sind Schächte und Stollen mit 10 cm starken Blechen ausgepanzert, welche Panzerung durch eine 60 cm starke Betonhinterfüllung in die Stollen unverrückbar eingebaut wurde.

Diese Abfallschächte können bei einer Geschwindigkeit von r = 21m (!) rund Q = 200 in³ abführen.

Es dürfte diese Entlastungsanlage unter solchen Verhältnissen wohl kaum von einem anderen Ingenieur Nachahmung finden. Bei der großen

Al.

Fig. 134. Absturz (Entlastungsgerinne) der hydroelektrischen Zentralstation Paderno (alte Anlage).

Eder- (Waldecker-) Talsperre, z. Z. im Bau, sind die Überfallöffnungen gleichfalls in der Mitte der Sperre angeordnet, nebstdem in größerer Tiefe noch Notauslässe, welche den Mauerwerkskörperdurchsetzen. Der Absturz des abfließenden Wassers wird durch ein am Fuße der Sperre situiertes großes Wasserbecken parallelisiert.

Die zweckmäßigste Anordnung zur Beseitigung der Wirkungen des abstürzenden Wassers ist aus Fig. 134 zu ersehen, welches einen Längenschnitt durch das Absturzgerinne der hydroelektrischen Zentralstation Paderno (alte Anlage) in der Lombardie darstellt, und welches System jetzt in Italien allgemeinere Anwendung gefunden hat. Das Prinzip besteht darin, daß dem abstürzenden Teil des Wassers eine zweite Abflußmenge, die von unten nach oben steigt, entgegengesetzt wird, so daß die Kraft des Absturzwassers nicht nur durch einen tiefen Wasserpolster, sondern auch durch das aufwärtsströmende Wasser sehr abgeschwächt wird.

Wehraufsätze. Die Höhe der normalen höchsten Wasserspannung im Stauweiher wird durch die Höhenlage der Wehrkrone (Überfallkante) zu bestimmen sein. Bei abnormalen Fällen wird zu der obigen Höhe auch das Maß des über die Wehrkrone fließenden Wassers, die Überfallhöhe, zuzuschlagen sein. Um nun für abnormale Fälle einerseits den Fassungsraum des Stauweihers auf billige Weise zu vergrößern, andererseits das abnormal gespannte Reservoir im Notfälle bei herannahendem Hochwasser auf ein gewisses Maß rasch entleeren zu können, wird es sich in vielen Fällen empfehlen, Wehraufsätze anzuordnen. — Da eine rasche Entfernung derselben durch den Reservoirwächter eine Hauptbedingung ist, so wird diesem Umstande bei der Konstruktion derselben Rechnung getragen werden müssen.

Die Wehraufsätze können für kleine Stauhöhen (0,3—0,6 m) in Dammbalken bestehen, für größere Stauhöhen (1—2 m) jedoch als Klappaufsätze oder als Schützen eingerichtet sein. Schützen sind nicht immer zu empfehlen, weil die breiten Überfallöffnungen ganz frei gehalten werden sollen, bei Hochwasser mitgeschwemmte längere Gegenstände den Überfall passieren zu lassen, von mir projektierten Reservoire des Marchgebietes in Mähren und im

böhmischen Erzgebirge habe ich Konstruktionen entworfen, deren Beschreibung gelegentlich der Behandlung dieser Bauten und auf S. 490 des I. Bandes dieses Handbuches gegeben wird: insbesondere betrifft dies die Klappen wehraufsätze. Für größere Breiten der Überfallöffnungen können auch bewegliche Dammbalkenaufsätze verwendet werden, deren Konstruktion aus Fig. 135 und 136 zu ersehen ist.

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Für die Jaispitzer Reservoire, sowie für die zahlreichen

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Fig. 135. Quersclinitt.

Fig. 136. Grundriß.

Bewegliche Dammbalken-Wehraufsätze.

Die Dammbalken lehnen sich auf einer Seite / (Fig. 136) an das Widerlager, auf der zweiten Seite an einen eisernen Ständer s (aus Winkelblech). In der Hülse n wird eine Hebelstange befestigt und durch Herabbewegen derselben das Gestänge ab und damit der um c drehbare Hebel gehoben. An diesem Hebel ist eine Rolle r befestigt, an welche sich der eine der an den eisernen Ständer s angeschraubten Holzpfosten d anlehnt. Diese beiden Holzbacken dienen zur Abschwächung der Wucht, mit welcher der Ständer auf den Boden des Gerinnes auffällt, wenn derselbe ausgelöst wird; durch die Rolle r wird eine gleitende Reibung und damit ein geringeres Kraft-Auslösung bezweckt. Der um M drehbare Ständer s wird

beraubt und

erfordernis zur

durch Anheben des Hebelarmes bc seines Stützpunktes in r fällt nieder, gleichzeitig durch die Knacke K den untersten Dammbalken wodurch derselbe nebst den anderen darüberliegenden Balken zum

hebend,

Aufschwimmen gebracht wird. Alle Dammbalken sind an Ketten befestigt, um das Fortschwimmen zu verhindern. Derartige Aufsätze können auch für andere Zwecke (z. B. Bewässerungen) direkt als Stauanlage benutzt werden. Eine derartige Konstruktion eines Dammbalkenverschlusses befindet sich an dem Hochwasser-Entlastungskanal der 111 bei Erstem (Elsaß). Ein anderes sehr praktisches System von Klappenwehren ist jenes von Pasqueau, welches derselbe zuerst bei der Barrage de la Mulatiere am Zusammenflüsse der

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Schnitt cd.

Schnitt CT b.

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Fig. 137. Wehraufsätze von Pasqueau.

Rhone mit der Saöne durchführte; insbesondere interessant und vorzüglich funktionierend ist die Auslösevorrichtung der Klappenstützen (Strebe sx s₂, Fig. 137 b—d), welche ich auf Grund einer an Ort und Stelle aufgenommenen Skizze gezeichnet habe. (Das System ist patentiert!) Die Klappe K (Fig. 137 a), welche sich durch den Wasserdruck an den hölzernen Wehrschweller anlehnt, ist etwas höher als in dem 3. Teil der Wassertiefe mit einem Scharnier A versehen, in welchem die bewegliche Strebe sx s₂ gelagert ist. Diese Strebe findet bei aufgerichteter Lage ihren Stützpunkt in dem Absatz mn des gußeisernen Gleitschuhes (Fig. 137 b). Soll die Klappe niedergelegt werden, so wird durch Anziehen der Klappe bei t dieselbe in die horizontale Lage

gebracht, wodurch auch die Strebe von m n abgezogen wird, über den kleinen Absatz r abfällt, welcher Stoß gehört wird; sodann läßt man das Seil nach, der Stützenfuh s₂ gleitet neben dem schiefen Rande rm in der tieferen Rinne des Gleitschuhes in der Richtung der Pfeile s₂', s₂", endlich s₂"', die Strebe legt sich sodann bei vollkommenem Nachlassen in die Rinne op, deren Tiefe bei o gleich Null ist, und nimmt die Klappe die punktierte Stellung ein. Beim Aufziehen der Klappe IC mittels der Ringe t und u über den Wehrschweller hinüber und Aufrichten derselben wird der Strebenfuß s₂"' in der Rinne op, sodann auf der schiefen Ebene o m fortgleiten und endlich bei m in den Ab- . satz mn wieder einfallen, 1 welcher Stoß ebenfalls leicht bemerkbar ist.

'yfez

-5. J

mm

Abflußgerinne des Überfalles. Da in den seltensten Fällen das über das Überfallwehr abfließende Wasser in seinem weiteren Verlaufe direkt über die Tallehnen abstürzen kann, so müssen in der Regel anschließend an die Überfallwehre

Abfluß-

anais

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- N,

Fig. 138. Abstürze in Felsen.

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LenrinnAshZ^rnre

soll möglichst in die Lehne gelegt und tunlichst weit von der Talsperre in den Wasserlauf

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natürlichen oder die Talsohle einmün-

■J.

Fig. 139. Abstürze in Mauerwerk.

Bei der im Jahre 1913 vollendeten Bystriczka-Talsperre

den. Da bei diesen Anlagen oft bedeutende Höhenunterschiede zu überwinden sind und andererseits das Gefälle der Sohle kein großes sein darf, weil sonst die hierdurch erzeugte riesige Geschwindigkeit des Wassers eine baldige Zerstörung des Gerinnes bewirken würde, so wird man diese Höhendifferenz durch wenige, aber höhere Stufen ausgleichen, welche in derartigen größeren Entfernungen anzulegen sind, daß das über eine Stufe herabstürzende Wasser noch eine längere Strecke mit geringem Gefälle fließen kann, bevor es wieder über die nächste Stufe abstürzt. Werden die Stufen niedrig und kurz angenommen, dann fließt das Hochwasser, die kleinen Absätze unberücksichtigt lassend, über dieselben wie über eine einzige schiefe Ebene herab.

im Betschwagebiete (Mähren), für die Wasserversorgung des Donau-Oder-Kanales dienend, wurden für die Stufen des Abfallgerinnes keine Gefälle nach dem Wasserlaufe, sondern ein kleines Gegengefälle projektiert, um durch jede Stufe ein, wenn auch seichtes Wasserbassin zu schaffen, in welchen das abstürzende Wasser einfällt. Zur weiteren Reduktion der großen Geschwindigkeit wurde des weiteren im Talboden am Ende des Überlaufgerinnes selbst ein größeres, tieferes Bassin angeordnet, welches durch Einbau einer niederen Sperre einen permanenten Wasserstand erhält. <Durch einen in der letzteren eingebauten Überfall kann gleichzeitig das Überlaufwasser gemessen werden (siehe die Abbildungen der späteren Beschreibung dieser Sperre).

Wird mit Berücksichtigung der im Eingänge dieses Handbuches entwickelten zulässigen Geschwindigkeiten das Abflußgerinne berechnet und konstruiert, dann ist man oft gezwungen, die für Felsboden angegebene Maximalgeschwindigkeit zu überschreiten. In einem solchen Falle ist die Sohle des Überfallgerinnes mit starken Bohlen oder Balken Mann an Mann normal auf die Abflußrichtung zu belegen; das Holz ist einerseits sehr widerstandsfähig, andererseits ist eine Auswechslung schadhaft gewordener Stücke leicht und mit geringen Kosten möglich. Die bauliche Durchführung derartiger Stufen (Abstürze) in Felsenaushub und in gemauertem Gerinne ist aus den Fig. 138 und 139 zu ersehen.

In seltenen Fällen, wo die seitliche Anlage eines Überfalles nicht möglich ist oder die gerechnete Überfallbreite nahezu gleich der ganzen engbegrenzten Sperrenkrone wird, dort muß die ganze Reservoirmauer als Überfallwehr und demgemäß sehr stark konstruiert werden, wie dies z. B. aus Fig. 128 (Virnwey-Talsperre) zu ersehen ist.

ff) Grundablässe.

Außer diesem bei jeder Talsperre anzuordnenden Überfallwehre muß ein Grundablaß hergestellt werden. Bei Sammelreservoiren wird dieser Grundablaß in der Regel aus einer Rohrleitung oder einem kleineren Kanal (Durchlaß) bestehen, welcher, auf der Wasserseite absperrbar, entweder direkt durch die Mauer oder separat als Stollen seitwärts geführt wird. Bei den älteren spanischen Stauseen findet der Abschluß auf der Landseite statt, welcher den Vorteil der leichten Besichtigung und Vornahme von Dichtungsarbeiten oder Reparaturen besitzt, jedoch den Nachteil hat, daß bei der Konstruktion des Mauerprofiles der Auftrieb des Wassers in Berücksichtigung zu ziehen ist, also diese Art des Verschlusses nur bei separaten Stollen möglich ist, insbesondere dort angezeigt erscheint, wo der Ablaß aus einer Eisenrohrleitung besteht. Unter allen Umständen jedoch muß bei landseitigem Abschluß auch die Wasserseite in gewissen Fällen absperrbar sein. Bei allen größeren resp. höheren Mauern wird es sich empfehlen, dieselben, als Monolith auffassend, an keiner Stelle zu durchbrechen, sondern den Grundablaß, wo dies die Terrainkonfiguration und die geognostische Beschaffenheit zuläßt, als Stollen um die Mauer herum in der Tiefe der Talsohle zu führen. Der Grundablaß wird bei Sammelreservoiren einerseits zur zeitweisen Entleerung des Stauweihers behufs Reinigung desselben, andererseits zur geregelten Abgabe des gesammelten Wassers für Bewässerungszwecke, Wasserversorgungen, gewerbliche und Industrieanlagen dienen. Bei Retensions-reser-voiren wird der Grundablaß insbesondere als Hochwasserentlastungsstollen zur Regulierung der an den unterhalb des Stauweihers gelegenen Bach oder F luß abzugebenden Wassermengen bei Hochwasser dienen. Sind mit einem solchen Retensionsreservoir auch andere Zwecke verbunden, dann kann die zur geregelten Abgabe kleiner Wasserquantitäten (siehe oben) dienende Rohrleitung auf der Sohle oder an der Seitenwand des Stollens situiert werden, oder aber können zwei getrennte Grundablässe gebaut werden. (Verschiedene Konstruktionstypen sind gelegentlich der Beschreibung ausgeführter Talsperrenanlagen vorgeführt.)

ÖL

c) Grundablaß für die geregelte Wasserabgabe für Bewässerungen, Wasserversorgungen, gewerbliche und industrielle Anlagen.

Bei niedrigen Talsperren oder in jenen Fällen, wo die Anlage eines Stollens nicht ausführbar oder rationell erscheint, kann die Rohrleitung direkt durch die Mauer gelegt werden. Die Rohrleitung besteht zumeist aus gußeisernen Muffen- oder Flanschenröhren, welche auf der Wasserseite durch einen Wasserschieber (siehe Kapitel über Wasserversorgungen) absperrbar ist. Der Schieber selbst wird durch eine lange, mit Führungen versehene Spindelstange und aufgesetztem Handrad von der Mauerkrone aus bedient. An dem Schieber sitzt ein Trompetenrohr, um die Kontraktion beim Wassereintritt möglichst zu verringern. Der Schieber samt Ansatzrohr wird durch ein Einlaufobjekt vor Verschlämmung und Verschönerung geschützt, ohne daß der Zutritt des Wassers hierdurch behindert wird. Auf der Talseite ist die Rohrleitung mit einer Froschklappe verschlossen, um ein Verstopfen derselben durch Tiere zu verhindern. Bei größeren Talsperren wird man trachten, diese Rohrleitung in einen eigenen Stollen zu legen, um dadurch die jederzeitige Untersuchung derselben zu ermöglichen. Auf Tafel XIV ist ein solcher Grundablaß dargestellt, wie derselbe vom Verfasser für die Gebirgsreservoire im mährischen Marchflußgebiete projektiert wurde. Der

1,8 m hohe und 1,6 m breite, zum Teil in festen Felsen vorgetriebene, zum Teil ausgemauerte Stollen ist bogenförmig um die Talsperre herum in genügender Entfernung von derselben im Niveau der Talsohle angelegt. Den Schnitt durch die Stollenachse (unterbrochen gezeichnet), sowie durch das entsprechende Terrain und den Teil der Reservoirmauer zeigt die oberste Figur- Der ganze Grundablaß besteht aus folgenden Teilen:

a)    dem Einlaufobjekt mit dem Einlaufklappenventil;

b)    der Abschlußkammer mit Windkessel;

c)    dem Stollen mit der Rohrleitung, welcher zwischen Einlaufobjekt und Abschlußkammer auf 10 m Länge sehr solid vermauert ist, um einen entsprechenden Abschluß gegen den Stauweiher zu erzielen, während der andere Teil zugänglich und mit einem entsprechenden Gefälle angelegt ist;

d)    dem Auslaufobjekt mit der Regulierkammer.

In die Rohrleitung sind zwei Wasserschieber eingebaut; der obere Schieber in der Abschlußkammer ist bei normalem Betrieb ganz, der untere

Schieber in der Regulierkammer nach Maßgabe des pro Sekunde abzugeben den Wasserquantums teilweise geöffnet. Die Wetterführung (Ventilation) des Stollenteiles unterhalb der Staumauer erfolgt durch ein bis zu Tage führendes Ventilationsrohr, während die Ventilation des unterhalb des Wassers liegenden Teiles event. auch automatisch mittels Windkessel und Abblasventil in nachstehender Weise erfolgen kann. Nach den bei Wasserleitungen gemachten Erfahrungen ist bekannt, daß das Wasser jederzeit gewisse Quantitäten Luft mit sich führt, die es an allen höchsten Punkten des Rohrnetzes ablagert, so zwar, daß dadurch nach einiger Zeit eine bedeutende Querschnittsverengung für das durchfließende Wasser entstehen kann, welchem Übelstande durch zeitweises Öffnen der an den höchsten Punkten anzubringenden Luftventile begegnet werden kann. In gleicher Weise wird sich im vorliegenden Falle die vom Wasser mitgeführte Luft in dem Windkessel ablagern, dort immer mehr komprimiert werden und endlich das am Dome des Windkessels angebrachte, entsprechend konstruierte Luftventil heben. Die unter dem Drucke der Reservoirwassersäule ausströmende Luft wird nun, die event. nicht mehr respirable Stollenluft vor sich treibend, beim Ventilationsschacht (Rohr) ausblasen und auf diese Weise die Wetterführung veranlassen. Um die Wirkung des beim Regulierschieber mit großer Geschwindigkeit ausströmenden Wassers auf das unterhalb liegende Mauerwerk, Pflaster etc. zu parallelisieren, sind vor dem Ausflußrohr in Nuten des Mauerwerkes des Einlaufobjektes Pfosten oder Balken eingeschoben, gegen welche das Wasser anprallt und sodann über diese Stauwand ruhig abfließt. Alle anderen Konstruktionen sind aus dem Grundriß, den Ansichten und Details zu entnehmen. Im nachfolgenden ist auch der Kostenvoranschlag (S. 331 bis 333) für ein derartiges Objekt von 85 m Gesamtlänge (hiervon 68,5 m Stollen mit 475 mm Rohrleitung vorgeführt. Aus demselben ist zu entnehmen, daß sich die Kosten der Rohrleitung samt mechanischer Ausrüstung pro lfd. m auf 104,76 K, die Erd- und Maurerarbeiten pro lfd. m auf 183,52 K und die Totalkosten des ganzen Grundablasses pro lfd. m auf 261,20 K stellen. Bei der französischen Sperre am Furens bei St. Etienne, welche einen 400 m langen, 2 m hohen und 1,8 m weiten ganz ausgemauerten Stollen mit 400 mm weiter Rohrleitung besitzt, betrugen die Maurer- und Felsarbeiten 260 K, die Rohrleitung (3 Rohrstränge) 56 K pro lfd. m. Obige 260 K repräsentieren wegen Mangel anderer spezieller Objekte so ziemlich die Kosten des ausgemauerten Stollens.

Beim Altenweiher im Elsaß stellte sich der Stollenvortrieb (0,80 m breit, 1,4 m hoch) in Granit pro lfd. m auf 60 M. ■= 72 K.

Eine andere Anordnung eines Grundablasses (Rohrleitung mit Stollen) sind aus der späteren Beschreibung des Reservoirs „du Ban“ (Südfrankreich) und anderer Stauweiher zu entnehmen.

Anstatt durch einen Grundablaß kann die Wasserentnahme mittels einer Saugheberleitung erfolgen. Bedingung für die Anlage eines Hebers ist bekanntlich, daß der Wasserspiegel in dem Stauweiher höher als die Ausmündung liege, und daß die Höhe des Scheitels des Hebers über dem Wasser-Fortsetzung des Textes siehe S. 334.)

Kostenvoranschlag

für das Reservoir-Entleerungsobjekt (Grundablafs).

Stollenanlage 68,5 m lang, 1,8 m hoch, 1,6 m im Lichten breit, mit 18" (475 mm) gußeiserner Rohrleitung, samt Ein- und Auslauf Objekten.

Österr. Währung

Gegenstände:

Einzeln

Zusammen

I. Erd- und Felsarbeiten.

1.    Einlaufobjekt. Aushub in gemischtem

Material ohne Sprengen.......

2.    Auslauf obj ekt. Aushub in gemischtem Material ohne Sprengen

3.    Stollenausbruch, zusammen 68,5 m lang.

NB. Hierbei wird angenommen, daß ca. 30 m in festem Sandsteinfels getrieben, ohne Ausmauerung ausgeführt, die restlichen 38,5 m ausgemauert werden.

a)    Stollenausbruch, 1,8 m hoch, 1,6 m breit, in

4.    Abteufung des 320 mm-Bohrloches und Schachtes für

das Ventilationsrohr (im ganzen 10 m lang, hiervon 7 m langes Bohrloch)...............

130 m³

.    180 „ 310 m³

.    . 80 „    14

. 240 m3 ,    60 „ 300 „

20

80

248

1120

6000

172

Kosten der Erdarbeiten

7600

II. Maurerarbeiten.

A. Von Tag aus

1. Einlauf obj ekt.

a)    Fundament (Bruchstein-Mauer-

werk).......

b)    Widerlager (Bruchstein-Mauerwerk) ..........

c)    Gewölbe (Bruchstein-Mauerwerk) ............

d)    Pflaster in hydraulischem Mörtel .    .

e)    Deckplatten, 0,20 m stark, einfach .    .

herzustellendes Mauerwerk.

in hydrau-> lischem < Mörtel

27 m³ 12

22 „    14

i „

..4m2 • • 11 „

18

16

324

308

Zu übertragen:

CO

CO

CO

Gegenstände:

f)    Trockenpflaster..........

g)    Verfugen mit hydraulischem Kalkmörtel .

Diverses zur Abrundung........

2. Auslaufobjekt.

in hydraulischem Kalkmörtel

a)    Fundament (Mauerwerk)

C){

Endhaken .

Österr. Währung

Österr. Währung

Einzeln

Zusammen

Gegenstände:

Einzeln

Zusammen

Übertrag:

16 m² 1 60

40 „

23 m³

60 „

24 m²

(M ^ CO CO O CD

T—I 1-H i-H    -r-l -rH

892

25

40

42

276

840

72

72

f)    Trockenpflaster

g)    Verfugen . .

Diverses (Türen, Bedielung, Einsatzbalken etc.) . .

110 „

tH t-H

II § I I

50

112

110

133

81 S! I I I | I

2 600

III. Rohrleitung und mechanische Ausrüstung.

A. Rohrleitung.

An gußeisernen Muffenröhren, d = 475 mm, 31 Stück, zusammen 62 m lang, pro lfd. m 202 kg = 12 524 kg .

An gußeisernen Fassonröhren, d = 475 mm, 6 Stück, zusammen 9 m lang = 2000 kg .«........

Legen und Dichten mit Hanf und Blei, 73 lfd. m .    .

An gußeisernen Flanschenröhren für Ventilation, d — 160 mm, zusammen lim lang, pro lfd. m 40 kg = 440 kg ..................

Legen und Dichten, 11 lfd. ...........

1 Ventilationsaufsatz..............

Diverses zur Abrundung............

I Ol o

CH

⁽X>

CH

3 256 24

600

365

(N    CM    O    rP

CO    W    (M

T—f

B. Unter Tag herzustellendes Mauerwerk.

1. Kurrente Stollenausmauerung. Kosten pro lfd. m:

Kosten der kurrenten Rohrleitung

4 400

a) Fundament und Widerlager (Mauerwerk aus Bruchstein in hydraul. Kalkmörtel), 2,1 m³ ä 24 K .

= 50,40 K

b) Gewölbe (Mauerwerk), 1,7 m³ ä 32 K = 54,40 „

=    4,80 „

c) Pflaster, 0,8 m² ä 6 K

109,60 K

pro lfd. m oder rund 110 K, also 34,5 lfd. m ä. .

110

3 795

B. Mechanische Ausrüstung.

Wasserschieber Muttern etc. aus montiert), 2 Stück.......

1 Stück gußeisernes Einlaufventil, d —

Gehäuse aus Gußeisen, Spindeln, Rotguß, samt Handrädern (fertig

475 mm . .

1600

100

2.    Windkesselkammer.

a)    Widerlager und Fundament (Mauerwerk),

20 m³ ä 24 K.........

b)    Gewölbe (Mauerwerk), 9 m³ ä 32 K.

c)    Pflaster, 5 m² ä 6 K......

3.    Vollausmauerung des kurrenten Stollens auf 10 m

Länge, pro lfd. m 2,3 m³ ä 20 K = 46 K, also

10 lfd. m ä................

Diverses, wie Vermauerung des Ventilationsrohres und Unvorhergesehenes............

1 Windkessel samt Ventil.

Ständer in der Regulierkammer, 2 Eisen-

= 480,00 K = 288,00 „ = 30,00 „

798

46

460

347

400

Gußeiserne

bahnschienen als Träger (Pauschalpreis)

Kosten der mechanischen Ausrüstung

Kosten der Rohrleitung und mechanischen Ausrüstung zusammen ad I. und II. Erd- und Maurerarbeiten

Gesamtkosten des Grundablasses

Hierzu Kosten

100

2 200

6 600

15 600

22 200

Kosten der Maurerarbeiten Hierzu Kosten der Erdarbeiten

Kosten der Stollenanlage (exkl. mechanischer Ausrüstung)

8 000 7 600

15 600 I —

Spiegel im Stauweiher geringer sei als die dem Atmosphärendrucke entsprechende Wassersäulenhöhe (10,3 m). Da der Druck des Wassers im Scheitel des Hebers geringer als der Atmosphärendruck ist, so scheidet sich aus dem durchfließenden Wasser Luft aus, welche sich im Scheitel ansammelt. Nach einiger Zeit wird hierdurch die Funktion des Hebers gehemmt. In diesem Falle muß durch Anfüllen von Wasser die Luft ausgetrieben werden, zu welchem Zwecke im Scheitel des Hebers eine verschließbare Öffnung angebracht wird. Bei größeren Heberanlagen hat man hier eine kleine Luftpumpe aufgesetzt, welche sowohl bei der Ingangsetzung des Hebers, als auch zur Erhaltung seiner Tätigkeit bei längerem Betriebe dient. Ist derselbe vollständig mit Wasser gefüllt, so genügt das Öffnen des Schiebers, welcher gewöhnlich am Ende des kürzeren Schenkels angebracht ist, um den Heber in Gang zu setzen. Eine derartige Heberleitung, welche nicht zur Entleerung des Reservoirs dienen kann, ist bei der Stauweiheranlage von Mittersheim (siehe ausgeführte Bauten) zur Durchführung gelangt.

e-

Der Hochwasser-Grundablaß- und Umlaufkanal.

Diese Objekte werden in jenen Fällen zur Projektierung gelangen, wenn der Stauweiher insbesondere zur Zurückhaltung der Hochflutwelle, also als Retensionsreservoir dienen soll. Diese Stauweiheranlage stellt dann einen integrierenden Bestandteil eines Fluß- oder Bachregulierungsprojektes dar. Nehmen wir beispielsweise an, ein Bach wäre imstande, infolge Bestandes mehrerer gut erhaltener Brücken, Wehranlagen, fixierter (zwischen Häusern gelegener) Durchflußprofile etc., selbst nach einer entsprechenden gleichförmigen Regulierung des kurrenten Bachlaufes auf die Kapazität obiger fixierter Durchflußobjekte, ein maximales Quantum von Q = 30 m³ pro Sekunde weiter zu führen, ohne zu exundieren, also aus seinen Ufern zu treten. Bei häufig wiederkehrenden, durch größere Landregen erzeugten Sommerhochwässern führt jedoch der Bach, dessen Ober- und Mittellaufgebiet im Hügel- oder bergigen Lande gelegen ist, Q — 55 m³ während der Kulmination ab. Der Bach wird also in jedem solchen Falle mit Q — 1—25 m³ exundieren, welche Überschwemmung große Schäden verursacht. Eine Regulierung des Baches auf die obigen 55 m³ würde infolge des Neubaues sämtlicher in gutem Bauzustande sich befindlichen Objekte (Brücken, Wehren etc.), sowie der durch die notwendig werdende bedeutende Verbreiterung des Bachprofiles resultierenden Grundeinlösung eine solche Bausumme beanspruchen, daß die Rentabilität des ganzen Meliorationsunternehmens dadurch in Frage gestellt würde. Es wäre somit Aufgabe des Kulturingenieurs, zu studieren, ob in einem solchen Falle nicht etwa die Anlage eines Retensionsreservoirs in dem gebirgigeren Teile des Niederschlagsgebietes möglich und vorteilhafter wäre, insbesondere wenn durch gleichzeitige Benutzung des zeitweise angesammelten Wassers zu landwirtschaftlichen und gewerblichen Zwecken infolge Erhebung eines Wasserzinses die Baukosten des Reservoirs schon aus diesem Titel zum Teile amortisiert werden könnten.

In einem solchen Falle müßte dann, vorläufig von dem Zwecke als Sammel- (Irrigations-) Reservoir abgesehen, das Reservoir derart angelegt

weiden, daß alle Zuflüsse, welche ein sekundliches Quantum vom 30 m³ nicht überschreiten, das Reservoir ungehindert passieren können, daß aber in dem Momente, als der sekundliche Zufluß 30 m³ übersteigt, das Plus durch eine gewisse Zeit im Reservoir zurückgehalten würde. Diese Regelung in den Zu- und Abflußverhältnissen in der eben geschilderten Weise kann nun auf zweierlei Weise durchgeführt werden:

°0 mittels eines Derivations- oder Umlaufkanales und eines Grundablasses,

ß) mittels eines Hochwassergrundablasses.

a) Derivations- oder Umlaufkanal.

Oberhalb der Rückstaustelle des Stauwasserspiegels bei abnormaler Spannung wird in den Bach oder Fluß eine Stauanlage eingebaut, von welcher,

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V^hranluge

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ähnlich einem Werksgerinne, der Derivationskanal abzweigt, welcher, längs der Lehne des Reservoirs sich hinziehend, in das Überfallwehr der Reservoirmauer einmündet (Fig. 140). Da dieser offene Graben womöglich mit Berücksichtigung eines seitlichen Massenausgleiches trassiert werden soll, so wird derselbe zumeist zum Teil im Einschnitt, zum Teil in der Aufdämmung liegen (Fig. 141), wobei die Krone des Dammes in der Nähe der Sperre

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..

alnperre

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. fföhe der Thalsperren-Krone nax. Reservotr- Wasserspiegel

Fig. 141. Querschnitt durch den Umlaufkanal.

Fig. 140. Situation.

nur in sehr flachen

in gleicher Höhe mit der Sperrenmauerkrone zu liegen kommen wird. Bei Annahme eines gewissen rationellen Wasserprofiles, dessen Ausmaß von dem mit Rücksicht auf eine nicht zu überschreitende Wassergeschwindigkeit zu wählenden Gefälle abhängen wird, wird der Beginn dieses Kanales, also der Ort der Stauanlage, berechnet werden können. Die Krone des Dammes muß mindestens 1 m, besser 1,5—2 m breit gemacht werden, um die Begehung dieses Kanals zu ermöglichen, und 0,3—0,5 m höher als der Kanalwasserspiegel liegen. Die Kapazität dieses Derivationskanales wird Lehnen eine namhaftere, bei steileren Tallehnen jedoch nur eine beschränkte sein, daher derselbe in den meisten Fällen weniger zur Entlastung, als hauptsächlich dazu dienen wird, statt eines eigenen Grundablasses die permanente Wasserabgabe für Industrie- und sonstige Zwecke zu besorgen. In jenem Falle, wo der Umlaufkanal nur allein zur Entlastung für Hochwässer dienen sollte, muß die Krone der Wehranlage (Fig. 140) in eine solche Höhe gelegt werden, daß z. B. mit Bezug auf das früher angenommene Zahlenbeispiel alle Zuflüsse des Baches, welche 30 m³ pro Sekunde nicht überschreiten, in den Umlaufkanal einfließen und durch diesen in das Überfallwehr der

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Fig. 142. Querschnitt AB.

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Fig. 144. Querschnitt EF.

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Fig. 143. Grundriß.

Fig. 145. Querschnitt des Kanales oberhalb der Talsperre.

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Fig. 146. Längenschnitt CI».

Einmündung des Derivationskanales in das Überfallwehr der Talsperre.

Reservoirmauer bezw. in den Bach unterhalb des Stauweihers gelangen können. Sobald der Zufluss größer als 30 m³ und im Maximum 55 m³ wird, dann fließt über das Wehr die Differenz, also 1—25 m³, in das Reservoir ein, füllt dasselbe und kann in dem Maße, als der Bach oberhalb wieder weniger als 30 mj abführt, durch einen Grundablaß sukzessive abgelassen werden, so daß unterhalb des Stauweihers nie mehr wie höchstens 30 m³, entsprechend dem Fassungsraume des Baches, ablaufen.

Der Einlauf des Derivationskanals beim Überfallwehr der Reservoirmauer kann beispielsweise nach der in Fig. 142—146 gezeichneten Weise

r\*Schleufse S.

7Mf*rpi "—ES.

Reservoir

-m

Fig. 148. Längenschnitt.

rfro:»s,s-

ßcrchbett.

Fig. 149. Querschnitt.

Fig. 147. Abzweigung des Umlaufkanales (Situation).

vermittelt werden. Das von E aus (Fig. 143) in den offenen gemauerten Derivationskanal (Querschnitt Fig. 145) fließende Wasser gelangt durch einen in der Talsperre situierten Durchlaß in einen offenen quadratischen Raum und von hier durch eine überwölbte Öffnung in das Abflußgerinne der Überfallwehre. Die 1,0 m hohen Wehraufsätze bestehen in diesem Beispiel aus Klappen (siehe Detail Tafel Jaispitzstauweiher).

Das Stauwehr W beim Beginn des Derivationskanals kann in einer der üblichen Konstruktionen fester oder beweglicher Wehre durchgeführt werden.

Bei starkem Gefälle des Gebirgsbaches kann auch nachstehende primitive Holzbaukonstruktion (Fig. 147—149) zur Durchführung gelangen. Die eine Seite ab des im Beginn als Holzgerinne hergestellten Derivationskanales dient gleichzeitig neben der eigentlichen Wehrkrone auch als Überfallkante. Bei s ist der Umlaufkanal mit einer Schütze absperrbar und beginnt von hier aus

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l=800cm

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Fig. 150. Trägei’berechnung.

als Graben.

Werden durch den Derivationskanal Quertäler oder größere Talmulden wird man diesen Teil als Aquädukt in Blech oder Holz gebaut Die bauliche Durchführungsweise eines Blechaquäduktes mit

ersehen. Für den

gekreuzt, so hersteilen.

gemauertem Anschlußgerinne ist aus Tafel LX. (I. Bd.) zu Vorgang bei Berechnung der Träger eines Aquäduktgerinnes von 2,0/0,8 m Querschnitt um 8 m Spannweite und aus 5 mm starkem Eisenblech konstruiert, diene nachstehendes Beispiel.

22

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

daraus ist:

Fl

Trägerberechnung für einen Blechaquädukt von 8 m Spannweite. Die Gesamtbelastung durch den Wasserdruck auf das ganze Aquädukt-Blechgerinne eines Feldes von 8 m Spannweite, 2 m Breite und 0,8 m Wassertiefe beträgt:

P = 2m.8in. 0,8 m . 1000 kg = 12800 kg = 12,8 t;

hiervon entfällt bei Annahme von 3 Trägern auf den mittleren Träger die Hälfte, also:

Cr

= 6,4 t,

und auf die beiden Endträger:

= 3,2 t,

Bezeichnet M das Angriffs-(Biegungs-) Moment, IV das Widerstandsmoment (Querschnittsmodul), s die zulässige größte Inanspruchnahme (Zugspannung) des Materials pro Flächeneinheit, so muß für den Gleichgewichtszustand im allgemeinen M=W.s sein. Nun ist für freiliegende, gleichmäßig belastete Träger:

PI

M=-V- und W =

PI

= J-s

—, also

e’

wobei / die Stützweite des Trägers, J das Trägheitsmoment des Querschnittes und e die Entfernung der gespanntesten Faser von der Neutralachse für den Iförmigen Träger (aus Walzeisen) ist; wir haben ferner:

BH³ — (B — b) h³

12

und e = -g-,

wobei b die Stegdicke, H die ganze Trägerhöhe, h die Steghöhe und B die Flanschen- oder Gurtungsbreite bedeutet. Setzen wir diese Werte ein, so erhalten wir:

IV=

B Hs — (B - b) hs

ks

— ¹/₆ BH*    (B    b)

also:

OO O

= w.s = ¹j

B H² ~(B — b) -jjr

• S,

a) Für den mittleren Träger haben wir i³= 6400 kg, / = 800 cm, ferner nehmen wir s = 1000 kg pro cm² als zulässige Inanspruchnahme für Schmiedeeisen bei ruhiger Belastung an; es ist mithin:

W=

6400 . 800

8 . 1000

= 640.

Nach der Tabelle des österr. Ingenieur- und Architektenvereins (siehe Bd. I, S. 280) entspricht für Träger Nr. 28 W= 601,4 und für Träger Nr. 28 a IT = 728,3; wir wählen daher den nächst größeren Träger Nr. 28 a. Nun ist noch das Eigengewicht zu berechnen. Das Eigengewicht des Gerinnes beträgt auf 8 m Länge ca. 3000 kg, also entfällt auf den mittleren Träger die Hälfte = 1500 kg; der Träger selbst wiegt ca. 500 kg, es ist daher die Eigenbelastung Q = 2000 kg. Die Totalbelastung des mittleren Trägers ist somit de facto:

P = 6400 + 2000 = 8400 kg,

also für den Träger 28 a:

8s. W

8.1000.728,3

800

7283 kg,

d. h. mit Rücksicht auf die Eigenbelastung wäre das gewählte Trägerprofil zu schwach. Wir ziehen also P = 8400 kg in Rechnung und erhalten:

PI 8400.800

W=

8s

8.1000

= 840.

Dem Träger Nr. 32 entspricht W= 862,9, d. h. die Tragkraft desselben auf 8 m Stützweite beträgt:

8.1000.863

- 8630 kg -- 8,63 t

8s. W

800

oder pro Meter Stützweite:

P —— 8,63.8 = 69,04 t.

Berücksichtigen wir nun auch das größere Eigengewicht des Trägers

Nr. 32 = 67,7 . 8 — 541,6 kg, so erhalten wir als Eigenbelastung

, n .    3000

des Gerinnes —^—

der Träger .    .

.    = 1500 kg,

•    - 542 „

zusammen

= 2042 kg,

p = 6400 + 2042 = 8442 kg und W—

8442.800

= 844,2 kg,

also

also ein kleineres Widerstandsmoment als das des gewählten Trägers Nr. 32 b) Auf die beiden äußeren Träger entfällt an Wasserdruck.......

8.1000

3200 kg,

„ .    3000

Eigengewicht des Gerinnes —j—

Trägergewicht Nr. 24 a.....

an

750

370    1120 „

zusammen P — 4320 kg.

W=

PI 4320.800

8s

8000

= 432.

Nach

der Tabelle besitzt Träger Nr. 24 a ein W=- 477,7; das gewählte Profil entspricht also vollkommen.

Als mittlerer Träger wird also Nr. 32 und für die beiden Seitenträger Nr. 24 a zu wählen sein. — Die in Tafel IX (I. Bd.) und Fig. 378 (I. Bd.) gezeichneten Träger entsprechen den Typen Nr. 28 a und Nr. 24 und wuiden seinerzeit auf Grund anderer Rechnungsfaktoren bestimmt.

ß) Der Hochwassergrundablaß.

Vorteilhafter erscheint

Da, wie früher erwähnt, der Umlaufkanal zumeist nur kleine Quantitäten abzuführen in der Lage sein wird, ist es in der Regel der Hochwassergrundablaß, welchem bei Rentensionsreservoiren die Abflußregelung zufällt. Dieser Grundablaß, welcher schon bedeutendere Querschnittsdimensionen bei einem größeren Bache besitzen wird, kann entweder aus einem Durchlaß bestehen, welcher, von rechteckigem, ovalem, gemischtlinigem oder kreisrundem Querschnitt, am tiefsten Punkte durch das Sperrenmauerwerk geführt, in äußerst solider Weise in Quader- oder Hackelsteinmauerwerk hergestellt wird. Die Berechnung des notwendigen Querschnittes erfolgt als „offene Rohrleitung oder als offenes Gerinne“ derart, daß bei Annahme eines kleinen Überdruckes von ¹/₂-—1 m zur Erzeugung der Eintrittsgeschwindigkeit das Profil in seinem weiteren Verlaufe nicht vollfließt. In dem Maße, als der Wasserspiegel im Reservoir steigt, wird die Einlauföffnung durch Absperrschützen etc. sukzessive verkleinert. Ergibt die Rechnung ein zu großes Profil, so werden gekuppelte Durchlässe (2—4 kleinere, nebeneinander liegende Öffnungen) angeordnet, insbesondere aus dem Grunde, um durch kleine Schützen die Ermöglichung ihrer Bewegung durch einen Mann zu erreichen, jedoch die Vortreibung eines eigenen, von der Reservoirmauer unabhängigen Stollens, der dann als Grundablaß- und Hochwasserstollen funktioniert.

Die Regulier- und Absperrvorrichtung wird am sichersten am Einlaufe placiert, obwohl hierdurch gewöhnlich der Bau eines eigenen Schützen- oder Schleusenturmes notwendig wird. Ein solcher Grundablaß wird zur vollständigen Entleerung und Trockenlegung, sowie auch zur Ausspülung (Reinigung) des Reservoirs benutzt. Zum Zwecke der Reinigung von abgelagertem Schlamm, Sand u. dergl. wird das Reservoir bei ganz geschlossenen Grundablaßschützen zum Teil unter Wasser gesetzt und dann die Schützen plötzlich aufgezogen, wodurch ein großer Teil der Sedimente des Staubeckens mitgerissen wird. Eine gründliche Reinigung der weiter oberhalb liegenden Partien der Reservoirtalsohle muß in längeren Zwischenräumen je nach Erfordernis mittels Aushub und Abfuhr erfolgen. Die bauliche Durchführungsweise derartiger Grundablässe und Stollen, ihre Funktionierung etc. ist aus der späteren Beschreibung ausgeführter Stauweiherbauten zu ersehen.

Statt der bisher angeführten Art der Wasserentnahme durch eine oder mehrere am tiefsten Punkte, also vor dem Grundablasse selbst angebrachten Schützen kann dieselbe auch durch eigene Wassertürme erfolgen, welche in verschiedenen Höhen durch einfache Schleusen oder durch Drehschützen absperrbare und regulierbare Auslauföffnungen besitzen, welche nach Maßgabe des sinkenden Wasserspiegels oder auch gleichzeitig in Funktion treten können, wodurch neben manch anderen Vorteilen auch der Verschluß, da unter geringerem Druck in viele Teile geteilt, ein billiger und leicht zu handhabender wird; doch verteuern derartige Wasserentnahmetürme die Stauweiheranlage um ein Bedeutendes. Die Beschreibung eines derartigen Wasserturmes siehe unter anderen bei den französischen Reservoiren von Torcy Neuf (Taf. XVI) und de la Mouche.

Eine interessante Konstruktion eines Turmes für die Wasserentnahme bietet beispielsweise der Entnahmeschacht des Solinger Staudammes. (Fig. 151.)

Innerhalb der Dammschüttung liegend sind 2 Sammel- und Ausgleichbrunnen von d = 2,50 angeordnet, welche auf Felsen fundiert im unteren Teile aus Bruchsteine, sind, welches natürlich innen und außen mit einem soliden Zement-F rost-Mörtel- Verputz versehen ist. Im unteren Sammelbrunnen c münden sämtliche aus dem Vorbecken kommende Rohrleitungen ein. Der Schacht b dient als eigentlicher Entnahmsbrunnen für das durch Sandfilter Wasser.

im oberen Tagebau aus Ziegelmauerwerk hergestellt

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Behufs Ausgleichung der Wasserspiegelschwankungen im Staubecken und somit auch im Brunnen bezw.

Ermöglichung der Wasserentnahme in beliebiger Höhe befindet sich in diesem Entnahmsschacht ein Teleskop-Standrohr, welches auf 3 Schwimmern aufgehängt ist, das durch eine Handwinde derart bedient wird, daß der obere Rand des Standrohres soweit herunter geschoben werden kann, damit durch die Menge des über den Rand abstürzenden Wassers die Filteranlage nicht überlastet wird, mit anderen Worten, die Filtriergeschwindigkeit geregelt wird. Die Abdichtung dieser verzinkten Eisenrohre erfolgt durch Ledereinlagen. Zur vollständigen separaten Entleerung der Filter und des Brunnens b ist eine Entleerungsleitung bezw. ein Heberrohr eingebaut.

Als Verschlußvorrichtungen für Rohrleitungen, Grundablaßkanälen und Stollen bei Talsperren können Schieber, Schützen oder Klappen in Ver-

zum

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Brunnen

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(zitrTrockenLeguJig zso dzs Filters)

Fig. 151. Entnahmsbrunnen des Solinger Staudammes.

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vom Filter 350 "Vm,

Wendung kommen. Als Schieber werden die gewöhnlichen bei Wasserleitungen üblichen Konstruktionen verwendet (siehe Seite 74). Ihre Bewegung erfolgt mittels Schieberspindel und Handrad bei kleineren Durchmessern oder mittels Übersetzungen und Vorgelege bei größeren Dimensionen und Wasserdruck. Mitunter wird auch in gewissen Fällen zur Entlastung des einseitigen Wasserdruckes und Ermöglichung einer leichteren Öffnung durch einen Mann bei großen Schiebern ein Umleitungsrohr mit einem kleinen Schieber angeordnet.

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Ansicht d = 2000 mm.

Fig. 152 und 153. Spindelschieber mit Handbetrieb.

Längenschnitt d= 700 mm.

In Fig. 152 ist in Ansicht einer der großen Talsperrenschieber von d = 2000 mm abgebildet, der mittels Vorgelege meist durch einen Elektromotor angetrieben werden kann.

Fig. 153 zeigt einen kleineren Talsperrenschieber von d— 700 mm Durchmesser im Schnitt mit Handkurbelantrieb, der natürlich auch durch eine längere Schieberspindel bedient werden kann.

Schützen, welche, wenn aus Eisen und für Rohrabschlüsse konstruiert, auch als Flachschieber bezeichnet werden, laufen in eisernen Rahmen und werden durch ein entsprechend langes Gestänge von der Mauerkrone aus bedient. Die eigentlichen Spindeln aus Rundeisen liegen meist in schmiedeeisernen Röhren, welche als Gestänge beim Schließen der Schütze funktionieren,

Ausbiegungen vorzubeugen, während die Rundeisenspindel auf Zug besser zu beanspruchen, beim Aufziehen der Schütze in Aktion tritt.

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Die Konstruktion derartiger Schützen zur Absperrung des Grundablasses bei dem Jeispitzer Stauweiher (Mähren) ist aus Fig. 13, Tafel XX zu entnehmen.

Bei groß dimensionierten Schützentafeln werden zur möglichsten Herabminderung der Reibung Rollen, Walzen, Kugellager etc. eingeschaltet. Eine derartige Roll schütze für die Talsperre bei Marklissa ist durch Fig. 154 in der Ansicht und im Schnitt dargestellt.

Schnitt c-d-e-f-rf-h,

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10Qcm

10 o    50

I': n 1¹ i i) I    1 I    I    I 1    ¹    1

Fig. 154. Rollschütze für die Talsperre bei Marklissa.

Die Berechnung einer einfachen Schütze kann nach folgender Formel

erfolgen:

Bedeutet Z die Zugkraft in Kilogramm, welche zum Öffnen der unter der Wasserdruckhöhe h (in Meter) stehende Schütze notwendig ist,

F die leichte Fläche der Schütze in m² und

G ihr Gewicht in kg, endlich

jii einen Reibungskoeffizient, so ist

Z — ,1t. 1000 . h . F -f- G,

wobei für Wasserschieber tu = 0,1 gewöhnlich angenommen wird, bei großen Stauhöhen jedoch bis /u = 0,3 gegangen werden muß, da die praktischen Erfahrungen ergeben haben, daß bei Rohrdurchmesser über 800 mm und Stauhöhen über 20 m erhöhte Bewegungswiderstände, namentlich während des fortschreitenden Aufzuges, auftreten, zu deren Überwindung ein höheres Maß an Zugkraft beansprucht wird.

Klappen kommen als sogenannte Drosselklappen zum Verschluß von Stollen und Rohrleitungen bei Talsperren nur selten in Anwendung. Sie schließen nicht immer dicht und ist ihre Betriebssicherheit keine vollkommene, indem sich leicht Fremdkörper bei der Bewegung der Klappen um ihre horizentale Achse festklemmen können.

Auch ist bei ihrer vollständigen Öffnung die Durchflußfläche nicht vollkommen frei, was zu großen Reibungen etc. Anlaß gibt.

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Fig. 155. Drosselklappe. Lichtweite 2100 mm für l¹/₂ Atm. Druck mit hydraulischem Antrieb.

In Fig. 155 ist eine große Drosselklappe von d= 2100 mm für 1,5 Atm Druck und hydraulischen Antrieb abgebildet.

Einen Rohrstollen mit beiderseitigem Schieberverschluß zeigt Fig. 156, den Querschnitt und Horizentalschnitt der Marklissa-Talsperrenmauer mit der Entwässerungsanlage und den Revisionsstollen darstellend.

2. Die Nebenobjekte.

Zu den Nebenobjekten gehört bei allen größeren Reservoiranlagen unter allen Umständen ein Wächterhaus, da derartig verantwortliche Bauten der permanenten und eingehendsten Beaufsichtigung und Erhaltung bedürfen; weiter wird häufig ein Schotter- und Sandablagerungsbassin am obersten Ende des Staubeckens (Einlauf des Reservoirbaches), und zwar oberhalb der eventuellen Stauanlage für den Derivationskanal notwendig werden, welches

einem genügend großen, offenen Bassin besteht, in welches die Schotterund Sandmassen sich ablagern können. Das Bassin muß nach Bedarf natürlich immer gereinigt werden.

aus

eine bedeutende Ablagerung von Schotter, Sand etc. zu gewärtigen ist, wird sich die Anlage eines oberhalb des eigentlichen Stauweihers

Dort, wo

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beständiger Jnhalt 5000000 dm.

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Schnitt durch die Sperrmauer und den rechten Ablaß Stollen.

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Horizontalschnitt durch den Stollen. Flg. 156. Marklissa-Talsperre. Querschnitt.

zu situierenden Vorbeckens durch Abschluß des Tales mittels eines niederen Staudammes empfehlen, durch welche größere Sedimentierungen und Verschlämmung des Hauptbeckens verhindert werden soll.

Die Menge und Größe dieser Ablagerungen wird wohl außer von dem Talsohlengefälle insbesondere von der geognostischen Beschaffenheit des Einzugsgebietes abhängen.

Während z. B. in Spanien und Afrika jährlich ca. l¹/*—3 °/₀ des Stauraumes von Sedimenten angefüllt werden und auf diese Weise sehr große Räumungskosten verursachen, ist die Ablagerung in unseren Becken mit wenigen Ausnahmen keine so bedeutende.

So zeigt es sich, daß in dem Vorbecken der Solinger Talsperre bei seiner Räumung im Jahre 1908 nach 7jährigem Betriebe, eine Anschlämmung von nur 2 cm gefunden wurde.

Rücksichtlich der Menge der durch die Zuflüsse einem Stauweiherbecken alljährlich durchschnittlich zugeführten Mengen von gelösten und ungelösten Stoffen veröffentlicht Prof. Dr. Thiesing in Heft 15 der Mitteilungen der Königl. Prüfungsanstalt in Berlin (1911) über die Eschbach-talsperre bei Remscheid nachstehende Daten.

Seit dem 21jährigen Betrieb dieser Sperre sind durch den Lennepe-und Bornerbach jährlich 3660514 m³ Wasser dem Staubecken zugeflossen. Dieselben enthielten durchschnittlich:

30016 kg,

An suspendierten Stoffen insgesamt........

Organische Substanz (durch Kaliumpermanganat Verbrauch ausgedrückt)............

Gesamter Abdampfrückstand..........

Chlor (CI).................

Schwefelsäure (S0₃).............

Eisen (Fe₂ 0₃)................

Kalk (CaO).................

Magnesia (MgO)...............

Gesamter Stickstoff..............

Organischer Stickstoff.............

Bei einer projizierten Staubeckenfläche von 142000 m² entfällt somit bei einem spezifischen Gewichte des Schlammes von 2,3 auf 1 m² rund 0,1 1 Sediment pro Jahr bezw. bei gleichmäßiger Verteilung theoretisch eine Schichte von 0,1 mm.

De facto betrug* diese Schichte nach 16jährigem Betrieb 1,6 mm mit Hinzurechnung anderer Alluvionen 1,84 mm, welche jedoch selbstverständlich nicht gleichförmig verteilt war. Die Verteilung der Anzahl der entwickelungsfähigen Keime in 1 cm³ Talsperrenwasser, welche in den verschiedenen Jahreszeiten sehr schwankt, zeigt nachstehende Tabelle.

W asserschichte

Frühling

Sommer

Herbst Winter

Anfang Ende Anfang Ende

Oberfläche Mitte.    . .

Sohle .    .

46

104

112

238

>—■ 07) 00

22

20

424

99

312

202

94

442

224

40

272

369

Die Härte des Talsperrenwassers war um einige Zehntel niedriger als in den Bächen und betrug durchschnittlich 1,7 deutsche Härtegrade.

Ende 1912 wurde eine patentierte Vorrichtung zur Freihaltung der Stauweiher von Flußgeschieben und Vermeidung von Druckverlusten bei Stauweihern für Wasserkraftanlagen seitens der Firma Janesch und Schnell-Wien an mehreren Orten¹) publiziert. Diese Vorrichtung, welche für kurze Staubecken von geringer Wassertiefe und geringer Schotterführung ihren Zweck erreichen, jedoch bei langen Stauweihern und bedeutenderen Wassertiefen, abgesehen von den Kosten, ihren Zweck wohl selten erfüllen dürfte, besteht aus einem Schotterfang am Einlauf des Staubeckens, welcher durch eine entsprechend große Rohrleitung — an der Talsohle längs des ganzen Beckens gelegt

mit einem sogen. Druckschacht in Verbindung steht, der

Der Gehalt in verschiedenen Tiefen:

an

freiem, gelöstem Sauerstoff betrug in mg pro Liter

bei 5 m Wassertiefe.

„ 13 „

,, 15 „

•    12,5    mg,

•    12,8 „

• 12,0 „

• 11,8 „

• 11,2 „

• 10,6

an die Talsohle angebaut ist, aus welchem Schacht eine Abflußöffnung durch die Talsperre gegen das Unterwasser führt, welche durch eine Schütze ganz oder teilweise verschlossen werden kann. Dieses Schotterrohr soll nun den gesamten Schotter und sonstige Sinkstoffe dem Druckschacht zuführen, aus welchem das Material zeitweise durch Öffnen der Schütze in das Unterwasser abgelassen werden kann, während beim Niedrigwasser, wo nur wenig Sinkstoffe mitgeführt werden, die Schütze permanent geschlossen bleibt und das Wasser in dem Druckschacht aufsteigend am oberen Rande desselben in das Staubecken ausfließt.

Vom Druckschacht führt ein Gerinne zum Entnahmeschacht, dessen obere Kante mit der Überfallkante des Druckschachtes in annähernd gleicher Höhe liegt, und das am Boden ein Klappschütz besitzt. Diese Kombination regelt die Wasserabgabe, je nachdem der Zulauf im Flußgerinne größer oder kleiner als die Wasserentnahme aus dem Stauweiher ist.

Welche Kosten mit der Ausführung eines bei großen Stautiefen hohen Druckschachtes, sowie der sehr groß zu dimensionierenden Schotterröhre bei einigen Kilometern Länge, verbunden sind, darüber gibt diese patentierte Erfindung keine Angaben. Für größere Geschiebe wird sich wohl am einfachsten und rationellsten die Schaffung eines Vorbeckens und die Verbauung des Wildbaches, der Nebenrunsen, sowie die Sicherung des anbrüchigen Ufers

empfehlen.

diesem Bassin oder vor dem Umlaufkanal

In gewissen Fällen wird

dxg Anbringung von Auffangrechen notwendig werden, andere vom Hochwasser mitgeführte große Gegenstände zurückzuhalten und so die Möglichkeit einer Verstopfung der Reservoirmauerobjekte

vor

um

Langholz und

zu verhindern.

x) Österr. Wasserwirtschaft, 15. Dezember 1912, und Zentralblatt für Wasserbau und Wasserwirtschaft, Dezember 1912.

In bezug auf die Verlegung des Grundablasses wird sich die Anbringung eines Schutzrechens (Gitters) etc. vor demselben jedenfalls empfehlen.

3. Wege- und Strafsenbauten.

In der Höhe der Mauerkrone soll womöglich an beiden Seiten des Stauweihers ein Gehweg event. Fahrweg angelegt werden; ferner ist ein Auffahrtsweg zu der Talsperrenkrone von der Talsohle oder einem unterhalb des Stauweihers gelegenen Fahrweg aus herzustellen. Der provisorische Bau dieser Kommunikationsmittel wird in der Regel schon vor dem eigentlichen Baubeginn der Talsperre durchgeführt werden, um die zum Bau notwendigen Materialien und Gerätschaften zuführen zu können. Bei langen Zufahrten ist die Anlage einer eigenen Materialeisenbahn rationell, wie dies beispielsweise bei der Urfttalsperre der Fall war, bei welcher eine 12 km lange Eisenbahn zu diesem Zwecke gebaut wurde. Die Krone des Umlaufweges muß der raschen Entwässerung wegen konvex gestaltet, dem Wege selbst ein schwaches Gefälle gegeben und Entwässerungsgräben auf der Bergseite angeordnet werden, um das bei Regen von den Lehnen herabfließende Wasser rasch abführen zu können. Bei steileren Tallehnen werden auf der Wasserseite zuweilen Stützmauern, an einzelnen Stellen kleine Durchlässe etc. notwendig werden. Gehwege sind zu beschottern, Fahrwege mit 1 m breitem Erdbankett und einer entsprechend der Kategorie der Straße verschieden breiten Fahrbahn mit Grundbau und Beschotterung auszustatten.

4. Nebenarbeiten.

Zu den Nebenarbeiten gehören nachstehende Herstellungen: Planien für den Bau des Wächterhauses und event. Terrain-Ausschlitzungen vor dem Überfallwehre, die Herstellung einer Telegraphen- oder Telephonverbindung für den Wetter- und Hochwasser-Nachrichtendienst, welcher vom Reservoirwächter zu besorgen ist. Steile Lehnen innerhalb des Arbeitsfeldes sind anzupflanzen oder auszuforsten, anbrüchige Ufer des Baches zu befestigen, der Bach selbst oberhalb, insbesondere jedoch unterhalb des Stauweihers eine längere Strecke zu regulieren. Eine der größten Nebenarbeiten zum Zwecke der Verhinderung der Schotter- und Geschiebe-Erzeugung bildet die Verbauung eventueller schotterführender Runsen, Wasserrisse im Arbeitsfelde selbst und der in das Reservoir einmündenden Wildbäche, aus welchen infolge Erosion der Gerinne etc. oft bedeutende Schotter- und Geschiebemassen in das Reservoir gelangen und dasselbe verschlammen können..

Die Notwendigkeit der zur Behebung dieser Übelstände erforderlichen, unter dem allgemeinen Titel „Wildbachverbauungen“ zusammengefaßten Wasserbauten gestaltet sich von Jahr zu Jahr dringender, und kann mit Sicherheit behauptet werden, daß die zur Bekämpfung dieser auch für die unterhalb liegenden Flüsse und Ländereien bestehenden Gefahren und Übelstände notwendigen Arbeiten und Geldsummen von Jahr zu Jahr größere werden, um die entfesselten Naturkräfte wieder zu bändigen und weitere Schäden zu verhüten. Es ist ferner zu beachten, daß diese Gefahren nicht im einfachen Verhältnisse sich vergrößern, sondern im Potenzverhältnisse zunehmen, daher es im Interesse der Landeskultur gelegen ist, so rasch als möglich, weil am sichersten und billigsten, mit den sanitären Maßregeln einzugreifen. Gehen wir zu der Betrachtung über das Wesen der Wildbäche über, so frägt es sich in erster Linie: „Was ist unter dem Ausdruck Wildbach zu verstehen resp. wie entsteht derselbe?“ Die auf die Erdoberfläche fallenden Meteorwässer oder die durch Schmelzen der Schneemassen entstehenden Wassermengen suchen, dem Gesetze der Gravitation folgend, so rasch als möglich den tiefsten Punkt, also die Flußtalsohle zu erreichen, und suchen zu diesem Zwecke, wenn nicht ihr Lauf bereits durch eine gesprochene Mulde vorgezeichnet ist, den kürzesten Weg, die sogen. „Linie des größten Falles“. Bei dieser Bewegung nach abwärts verrichten die Wassermengen eine gewisse mechanische Arbeit, zusammengesetzt aus der dem Gefälle des Talabhanges entsprechenden Geschwindigkeit und der in der Zeiteinheit abfließenden Wassermenge resp. ihrem Gewichte, welcher mechanische Effekt größer wird, wenn die beiden Faktoren zunehmen.

aus-

Dieser Arbeit des herabfließenden Wassers setzt nun der Boden einen gewissen Widerstand entgegen, der abhängig ist von der geognostischen Beschaffenheit, wie von der Kohäsion desselben. Ist dieser Widerstand geringer, so wird der Boden durch das Wasser aufgewühlt; es bildet sich ein Rinnsal, ein Wasserriß. In dem Maße, als die in diesem Bette nun konzentrierten Wassermengen durch seitliche Zuflüsse sich vermehren, steigt die Geschwindigkeit bei zunehmendem Gefälle, die Erosion des Bodens wird eine immer stärkere, es entsteht nach und nach bei konstanterem Zufluß ein wirkliches Bett. Während anfangs der arbeitenden Kraft des Wassers die nicht durch Grasnarbe oder dichte Vegetation gebundene Humusdecke zum Opfer fiel, widerstand auch später bei zunehmender Gechwindigkeit und Wassermenge nicht mehr die unter dem Humus liegende Lehmschichte; die Erosion griff weiter, die bloßgelegte Schotterschichte und die leicht verwitterbare Tonschieferlage wurde vom Wasser mitgenommen, der Wasserlauf wurde „schotterführend“. Mit Zunahme des Durchflußprofiles erreichte die Geschwindigkeit des herabstürzenden Wassers nach und nach eine solche Größe, daß endlich mitunter ganze Steinblöcke bis mehrere Kubikmeter Größe aus ihrem Zusammenhang mit dem bloßgelegten Gebirgsmassiv gelöst, mit furchtbarer Gewalt herabgewälzt wurden, im Verein mit Geschiebe, Schotter, Bäumen u. dergl.; der Bach ist das geworden, was wir unter dem Namen „Wildbach“ bezeichnen. Es wird also je nach dem Materiale und der geognostischen Beschaffenheit der Sohle und Uferwände das Bachbett bis zu einem gewissen Maximum der Geschwindigkeit von dem strömenden Wasser nicht angegriffen werden, also genügenden Widerstand bieten. Wird jedoch diese Geschwindigkeitsgrenze überschritten, so tritt eine mit der wachsenden Geschwindigkeit rapid zunehmende Erosion der Sohle und Auskolkung der Ufer ein, das Gerinne wird immer tiefer in den Boden eingerissen, die Ufer unterwaschen, wonach sie nachstürzen und durch die lebendige Kraft des Wassers eine Zerstückelung des Materiales bewirkt wird, dasselbe sonach, wie erwähnt, in Form von großen Blöcken, größerem Geschiebe, Schotter etc. in das Tal abgeführt und je nach der Größe an jenen

Stellen abgelagert wird, wo das Gewicht desselben bereits größer als die treibende Kraft des Wassers ist.

Es wird also im allgemeinen die Sanierung der Wildbäche darin bestehen, den früheren Gleichgewichtszustand nach und nach wieder herbeizuführen, was man erreichen wird, wenn die Geschwindigkeit des herabströmenden Wassers wieder auf jenes Maß herabgedrückt ist, bei welchem das Material des Bachbettes nicht mehr der Zerstörung ausgesetzt erscheint. Dieser Zweck läßt sich erreichen, wenn man durch eine Reihe von Querbauten im Bachbett das Gefälle des Baches in treppenförmige Sektionen einteilt, wodurch oberhalb einer jeden solchen Talsperre ein schwächeres Gefälle eintritt, dieser Raum nach und nach von dem noch erzeugten kleineren Geschiebe ausgefüllt wird und durch eventuelle nachträgliche Erhöhung dieser Talsperre endlich jenes Gefälle sich erzeugt, bei welchem kein Angriff der Sohle, also keine Geschiebebildung mehr eintritt. Bei dieser Gelegenheit wird auch bemerkt, daß die Geschwindigkeit resp. die mechanische Arbeit des fließenden Wassers sich dadurch auch verringert, indem die lebendige Kraft des über die Sperre herabstürzenden Wassers unterhalb derselben gebrochen wird. Diese Sperren, nach dem örtlichen zur Verfügung stehenden Materiale einerseits, wie der Bodenbeschaffenheit der Baustelle andererseits entsprechend, aus Holz oder Stein oder beiden erbaut, müssen wasserdurchlässig hergestellt werden. Da sie also keinen eigentlichen Wasserdruck auszuhalten haben, können sie auch in ihren Dimensionen entsprechend schwächer gehalten werden wie Wasserabschlußmauern.

Wo solche höhere Sperren nötig, sollen dieselben anfangs niedrig gehalten und erst nach erfolgter Verlandung auf ihre entgültige Höhe gebracht werden. Desgleichen ist es oft nötig, später nach Bedarf noch einige niedrige Sperren einzuschalten. Werden diese Fixpunkte zur Begrenzung der Vertiefung der Bachsohle in Form von Talsperren nicht künstlich geschaffen, so wird sich die Sohle des Baches so lange senken, bis endlich die Widerstandsfähigkeit der leichtesten Materialien mit der bewegenden Kraft des Wassers sich ins Gleichgewicht stellt, in welchem Falle dann kein Material mehr vom Bache fortgeführt wird; es ist dann ein „Beharrungszustand“ eingetreten, das sogen. „Gleichgewichtsprofil“ erreicht; doch ist dieser Zeitpunkt selbst, als noch solange hinausgerückt angenommen, meist nur ein theoretischer.

Die eben beschriebene Erosion der Bachsohle betraf nur die unterwühlende Wirkung des Wassers in der Richtung des Längenprofils und wird gewöhnlich auch die Längsunterwühlung genannt. Die erodierende Wirkung im Bachbette beschränkt sich jedoch nicht allein auf die Sohle, sondern es werden auch die Seitenwände unterspült, wodurch die ihres festen Fußes beraubten Ufer nachstürzen und Anlaß zum Abrutschen der Talgehänge geben, diese dadurch auch eine immer flachere Gestaltung annehmen, bis auch hier nach langen Zeitperioden endlich einmal ein Gleichgewichtszustand eintritt; erst dann kann der Wildbach als „erloschen“ angesehen werden. Diese letztere, mit dem Namen „Querunterwühlung“ bezeichnete Erosion wird teilweise in unmittelbarer Nähe der Talsperren durch diese selbst verhindert, erfordert jedoch zumeist noch andere Sicherheits-

Vorkehrungen, als da sind: Steinsätze oder Flechtzäune am Fuße unterwühlter Ufer, Verflechtungen von Tallehnen, Entwässerung feuchter, rutschiger Gehänge durch offene Gräben oder besser mit Schotter und Bruchsteinen ausgeschlichteten Sickergruben, Aufforstung kahler Berglehnen und dergl. mehr.

Wir sind unter anderem jetzt auch bei der Aufforstung angekommen und soll auch nun dieses Einflußes gedacht werden, um so mehr, als in manchen Fällen Erscheinungen konstatiert werden müssen, die momentan überraschend den günstigen Einfluß des Waldes als bloße Theorie erscheinen lassen und die Gegner der rentensiven Wirkung des Waldes scheinbar in ihren Behauptungen unterstützen. Durch vielseitige ombrometrische Versuche wurde konstatiert, daß ca. 25°/₀ des gesamten Niederschlages bei dichtem, älterem Bestände (Hochwald) in den Baumkronen zurückgehalten werden, mithin nur 75°/₀ der Regenmenge auf den Erdboden gelangen. Allein, nicht nur die Baumkronen selbst, sondern auch die durch die Waldkultur bedingte Waldstreudecke, die Mose und sonstige Vegetation des Waldbodens regulieren den Abfluß des Wassers einerseits, wie sie andererseits die Bodenoberfläche der meist steileren Abhänge binden und die Erosion derselben auch dadurch schwerer ermöglichen, daß sie die auffallenden Regenmengen in eine Unzahl feiner Wasserfäden teilen und die Geschwindigkeit des Abflusses vermindern. Ich hatte häufig Gelegenheit, bei meinen vieljährigen Studien und Aufnahmen wegen Gebirgsbachverbauungen im Walde von heftigen Gewitterregen überrascht zu werden und dabei die rückhaltende Wirkung des Waldes de facto zu beobachten. Man kann wohl hier einwenden, daß gerade in arrondierten Hochwaldgebieten sehr starke Hochfluten und bedeutende Geschiebeerzeugung anzutreffen sind.

rufen, und kann man würden, wenn der Wald nicht bestände. Was die konstatierte Geschiebein Hochwäldern anbelangt, so dürfte ihr Ursprung immer aus

Was die ersteren anbelangt, so darf nicht vergessen werden, daß in diesen Waldgebieten, nicht nur allein durch die bedeutende Seehöhe bedingt, die Regenhöhen viel größere sind, sondern große Waldkomplexe an und für sich häufigere und heftigere Niederschläge aus allbekannten Ursachen hervorbehaupten, daß diese Hochfluten gewiß größere sein

erzeugung

jener Zeitperiode stammen, wo die betreffenden Waldpartien abgetrieben wurden und die kahle Oberfläche durch die Dezennien andauernde Epoche bis zum vollständigen hochstämmigen Aufwuchs des Waldes Gelegenheit zur Bildung von Runsen und Wasserrissen gab, welch letztere dann als Sammelkanäle für die auch später im emporgewachsenen Walde niederfallenden Meteorwässer oder Schneeschmelzen natürlich einem ähnlichen Schicksale verfielen, wie die offenen Bachrinnsale, nachdem einmal der Gleichgewichtszustand derselben gestört war.

Einteilung der Wildbachstrecken. Im allgemeinen lassen sich bei einem Wildbache drei Sektionen unterscheiden:

1.    die Geschiebe-Erzeugungs-Sektion,

2.    die Geschiebe-Transport-Sektion,

3.    die Geschiebe-Ablagerungs-Sektion.

In der Regel ist die erste Sektion in höheren Gebirgen mit scharf begrenzter Wasserscheide, also bei ausgesprochenen Gebirgsrücken, die oberste; sie besitzt das stärkste Gefälle, welches die Erosion der Bachsohle begründet. Die darauffolgende Strecke weist ein kleineres Gefälle auf, zu klein, um die Talsohle anzugreifen, und andererseits groß genug, um durch die hierdurch erzeugte Geschwindigkeit des Wassers das meiste Geschiebe weiter zu transportieren (die großen Steinblöcke bleiben in der Regel hier liegen). Die letzte, unterste Sektion endlich weist bereits ein derartig kleines Gefälle auf, daß die herabgeschwemmten Schotter- und Geschiebemassen nicht mehr weiter transportiert werden können, sondern sich in Form eines Schuttkegels ablagern. Diese Sektion ist ausgesprochen nur dort zu finden, wo der Wildbach vor seiner Einmündung noch eine längere Strecke in der Flußtalebene fortfließt, während sie dort ganz fehlt, wo die Flußtalsole sehr schmal oder der Fluß direkt unter dem Bergabhange sich hinzieht, von welchem der Wildbach herabkommt. In den Vorgebirgen zumeist, d. h. überall dort, wo ausgedehntere Hochplateaus die Wasserscheide nicht markant hervortreten lassen, kann als die oberste Sektion noch

4. die Wasser-Sammel-Sektion hinzutreten. Diese repräsentiert das eigentliche Wassersammelbecken, zeigt infolge des geringeren Gefälles keine

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Fig. 157. Uferschutzbau.

Erosion, daher meist feuchte und sumpfige Wiesen in den Terrainmulden ohne ausgesprochenen Bachlauf anzutreffen sind. Ist dieses oberste Gebiet nicht bewaldet, so gelangt der gesamte Niederschlag konzentriert und ziemlich rasch in die steile Schlucht der erzeugenden Sektion und beginnt hier seine erodierende Wirkung, auch wenn dort Hochwald vorhanden ist. Ein solcher Fall scheint dann auf den ersten Blick der zurückhaltenden und geschiebeverhindernden Eigenschaft des Waldes zu widersprechen, ist jedoch, wie eben erläutert, leicht erklärlich.

Wenn auch die Durchführung größerer Wildbachverbauungen zumeist nicht in den Wirkungskreis des Kulturingenieurs, sondern beispielsweise in Österreich derzeit in jenen des Forstingenieurs gehört, so wird sowohl der Kulturingenieur wie Landwirt sehr häufig in die Lage kommen, derartige Arbeiten in kleinerem Umfange in Form der eingangs besprochenen Verbauung von schotterführenden Runsen u. dergl. selbständig durchführen zu müssen. Zu diesem Zwecke sollen in nachfolgendem einige einfache Typen von Sperren für Wildbachverbauungen und Runsen abgebildet werden. Notwendige lokale Bachregulierungen und Bauten zum Schutze anbrüchiger, schottriger Ufer können als Steinsätze oder in Holz in der in Fig. 157 veranschaulichten Weise durchgeführt werden, in welchem Beispiele auch eine teilweise Bachbetträumung vorgesehen ist. Fig. 158 und 159 zeigen die Anordnung einer Talsperre aus Holz für 1,5 m Höhe, als dreireihiger Flechtzaun hergestellt, in der Ansicht, im Längenschnitt und Querschnitt. Sperren von 0,3—0,5 m Höhe werden durch einen einfachen Flechtzaun, Sperren von 0,6—1,0 m Höhe durch einen doppelreihigen Flechtzaun hergestellt. Fig. 160—162 stellen in Ansicht, Querschnitt und Daraufsicht eine 2 m hohe Sperre aus Holz mit einem gepflasterten Absturzbett hölzernen, 2 m hohen Talsperre ist aus den Fig. 163—165 ersichtlich.

vor. Eine andere Konstruktionsweise einer

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Der aus einem

fünfreihigen Flechtzaun bestehende Sperrenkörper ist entsprechend tief in beide Tallehnen ein-

zubinden (siehe perspektivische Ansicht der Uferausschlitzung in Fig. 165) und an diesen Stellen sodann solid abzupflastern. Die Zwischenräume der Flechtzaunreihen werden mit Geschiebe und Schotter ausgefüllt und oben trocken abgepflastert; talaufwärts wird der Sperrenfuß durch einen

Fig. 158. Sperre aus Holz, 1,5 m hoch, a Ansicht und Längenschnitt.

Steinwurf, talabwärts durch eine dicke Faschinenspreitlage vor Unterkolkung gesichert. Sperren aus Holz bedingen die Möglichkeit der Begrünung der Pfähle und Flechtruten, da sie sonst bald

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absterben.

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Als Muster von 3 m hohen Sperren Stein, welche dort gebaut werden, der Untergrund Felsen ist und Steine in entsprechender Größe und Qualität in der Nähe der Baustelle vorhanden sind, dienen die Fig. 166—168. Fig. 168 zeigt die Anordnung einer kleinen, wasserdicht gemauerten Gegensperre, durch welche ein kleines Wasserbecken

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Fig. 159. b Querschnitt.

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Fig. 160. Holzsperre, 2 m hoch, a Ansicht und Längenschnitt.

gebildet wird, welches als Schutz gegen Unterspülung durch das herabstürzende Wasser dient. Die kurze, größere, 3 m hohe Talsperre ist in Trockenmauerwerk gradlinig hergestellt. Bei größeren Längen können die auch bogenförmig und mit Verkleidungshackelsteinmauerwerk in wie dies aus den Fig. 169—171 ersehen werden kann.

Hintanhaltung eines Wasserdruckes für die

Sperren

Mörtel gelegt werden,

In diesem Falle ist jedoch

Friedrich, Wasserbau.

zur

Dritte Auflage. H. Band.

Möglichkeit des Wasserabflusses durch Herstellung von ein oder zwei Grundablässen Sorge zu tragen.

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Fig. 161. Holzsperre, 2 m hoch, b Querschnitt.

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Fig. 164. b Daraufsicht und Horizontalschnitt.

5. Die Grundeinlösung.

Aller bleibend benötigte Grund für die Herstellung und Benutzung eines Stauweihers muß definitiv eingelöst werden; bei solchen Gründen oder Liegenschaften und Objekten, welche nur zeitweilig benutzt werden, muß die

Einräumung von Servitutsrechten angestrebt werden. Werden durch den Bau der Stauweiheranlage bestehende Wasserrechte in ungünstigem Sinne

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Fig. 165. c Ufereinbindung.

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Fig. 166. Sperre aus Stein (Trockenmauerung), 3 m hock, a Ansicht.

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Fig. 171. c Längenschnitt und Ansicht.

Sperre aus Stein (bogenförmig), 3 m hoch (in Mörtelmauerwerk).

23*

beeinflußt, dann muß das betreffende Wasserrecht entweder völlig erworben oder aber eine Wasserrechts-Entschädigung geleistet werden, bei deren Bemessung nicht der ziffernmäßige Entgang an Wasserkraft als Maßstab zu dienen hat, sondern die Entschädigung in dem Maße der wirklichen Betriebseinschränkung und des daraus resultierenden Verdienstentganges zu berechnen und hieraus die zu leistende Entschädigungssumme zu bestimmen ist.

II. Erddämme.

Staudämme aus Erde werden überall dort projektiert werden können, wo kein felsiger Untergrund vorhanden und wo sowohl entsprechendes Dichtungsmaterial (Lehm) als auch entsprechendes Dammanschüttungsmaterial in genügender Menge verfügbar ist, und endlich dort, wo es sich um geringere Stauhöhen handelt. Gegenden mit mehr feuchtem Klima werden für Erddämme mehr entsprechen wie heiße, trockene, regenarme Gebiete. Die zur Dammherstellung verwendete Erde soll womöglich aus 40°/o Ton und 60 °/0 Sand bestehen. Reiner Ton (Lehm) erzeugt nach Trockenheit Risse und Sprünge und hat nach langem Regen die Tendenz zum Fließen. Ist das Material zu sandig oder zu kiesig, so ist es nicht wasserundurchlässig und der Dammkörper nicht stabil. Das beste Material ist grobkörniger Sand, welcher gerade so viel Ton enthält, um die einzelnen Sandkörner zu binden. Eine besondere Dichtigkeit wird erreicht, wenn man das Dammmaterial während des Stampfens mit Kalkmilch begießt oder, falls zur Regenzeit gearbeitet wird, man das feuchte Erdmaterial zeitweise mit Kalkpulver bestreut. Das zu verwendende Erdmaterial muß vor der Verwendung von allen pflanzlichen Überresten befreit werden, welche sonst, später in Fäulnis übergehend, Hohlräume im Dammkörper bilden würden. Das Dammmaterial wird in 10—20 cm hohen Schichten aufgebracht, angefeuchtet und festgestampft oder gewalzt. In erster Linie jedoch ist das sogen. Dammfeld auszuheben; es ist nämlich die als Basis oder Fundament des Dammes dienende Bodenfläche von aller Vegetation und von der Humusdecke bis zum gewachsenen Boden herab zu befreien, desgleichen ist sehr wasserdurchlässiger Untergrund zu durchteufen und der Damm auf undurchlässigen, tragfähigen Grund zu fundieren. Wo dies bei bedeutender Mächtigkeit der wasserdurchlässigen Schichte zu kostspielig ist, werden am wasserseitigen Dammfuße oder auch in der Mitte Quergräben bezw. Längsgräben bis auf die wasserdichte Schichte abgeteuft und dieselben nachträglich mit Lehm oder Beton ausgestampft und auf diese Weise sogen. Grundschwellen bis über das Terrain herauf hergestellt, welche ein Durchsickern des Wassers im Fundamente verhindern. Auch pflegt man nebst einer mittleren Sohlschwelle aus Tonschlag noch einen die Mitte des Dammkörpers bildenden Ton-, Lehm- oder Lettenkern (Puddel-kern) anzuordnen (besonders in England gebräuchlich), welcher sich jedoch in manchen Fällen praktisch nicht bewährt hat, weil man selbst bei der sorgfältigsten Arbeit nicht verhindern kann, daß zwischen dem Tonkerne (Puddel) und dem angrenzenden Dammschüttungsmaterial Spalten und Klüfte entstehen, in welche das Wasser eindringt und zu großen Setzungen des Dammes Anlaß gibt. .Manche Ingenieure vertreten trotzdem diese englische Bauweise noch heute sehr warm.

In Frankreich ist

von diesem System ganz abgegangen und wurde diese Angelegenheit auch auf dem internationalen Binnenschiffahrtskongre zu Paris im Jahre 1892 besprochen. Das beste System der Dichtung ist die Herstellung einer starken, wasserundurchlässigen Schichte auf der Wasserseite selbst.

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Der damalige Berichterstatter über die insbesondere durch hohe Erd-därhme gebildeten Speisungsreservoire des Zentrum- und Burgunderkanales, Ingenieur en chef des Ponts et Chaussees in Dijon, Herr Fontaine, empfiehlt Schlüsse seines Berichts folgende Maßnahmen für die Herstellung Erdtalsperren, welche auch vom Kongreß angenommen und anempfohlen wurden. Dieselben lauten:

1. Das zur Verwendung gelangende Erdreich ist dann am besten, wenn es sich der Zusammensetzung von zwei Teilen Sand auf einen Teil Ton meisten nähert.

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2.    Bei gutem Erdreich kann man Stauhöhen bis 20 m zulassen.

3.    Das beste und bauökonomischste Profil für die innere Böschung ist jenes mit kleinen selbständigen Stufen von 1,5—1,8 m Höhe und einer Neigung von 45° (also 1 : 1), welche durch 0,8—1,0 m breite Absätze (Bermen) getrennt sind, wobei alle 5-—6 m eine doppelbreite Berme anzuordnen ist. Die äußere Böschung braucht nur eine Neigung von 1 : lx/₄—1 : l¹/₂ zu besitzen. Die beste Bekleidung für die Absätze wie für die Steindeckwerke (Pflaster) ist ein Mauerwerk aus Bruchsteinen auf Beton von 0,4—0,5 m Gesamtdicke.

4.    Das Stampfen des Erdmaterials mit der Hand muß soviel als möglich vermieden werden und statt dessen schwere Walzen (Dampfwalzen oder mit animalischer Kraft gezogene) verwendet werden.

5.    Es ist von Wichtigkeit, in den Damm keine Mauermassive einzu

schieben, welche das Stampfen bezw. Walzen im großen beeinträchtigen.

6. Die Kanten (Schwellen) der Überfälle müssen möglichst niedrig gehalten und durch leicht entfernbare Wehraufsätze die normale Stauhöhe durch diese Überfälle die größtmöglichsten Hochwasser

ergänzt werden, um

ableiten zu können.

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Zu Punkt 2 dieser Schlußfolgerungen sei bemerkt, daß es sich empfehlen wird, bei Erddämmen Wassertiefen über 18 m aus Sicherheitsrücksichten womöglich zu vermeiden. — Bezüglich der in Punkt 3 beschriebenen Ausführung der Sicherung der wasserseitigen Böschung, sowie der Bauweise der Grundablässe etc. wird auf die spätere Beschreibung dieser französischen von Montaubry) und anderer Staudämme hingewiesen.

Sperren (Erddamm

Was die statische Untersuchung von St au dämmen betrifft, so werden Dämme aus Erde mit oder ohne Dichtungskern nicht auf Grund von Stabilitätsberechnungen, sondern basiert auf die praktischen Erfahrungen profiliert, und ist dieses ihr Ausmaß zumeist ein überreichliches. Ihre maximale zulässige Höhe wurde früher allgemein mit 10—15 m angenommen, in den Verhandlungen der internationalen Binnenschiffahrt in Paris 1892 diese Grenze fixiert und von den Franzosen jedoch schon vor langer Zeit bei St. Ferreöl mit 35,5 in Höhe (Speisungsreservoir des Kanal

mit 20 m dem Damm von

du Midi) überschritten. In neuester Zeit sind seitens der Amerikaner noch höhere Dämme hergestellt worden und erreichte in Schweden der Erddamm am Porju-See bereits die respektable, auch für Staumauern gewöhnliche Maximalhöhe von 50 m, in Mexiko sogar von 57 m; ja die amerikanischen Ingenieure beabsichtigen, mittels der Einschlämmungsmethode später Dämme von 75—90 m Höhe herzustellen.

Die Amerikaner haben insbesondere zwei Methoden in Anwendung, und zwar die Einschlämmung und die Geröllschüttung.

Dammherstellung nach den amerikanischen Methoden.

Dort wo die Möglichkeit dieser Durchführungsart überhaupt besteht und es sich um sehr bedeutende Dammhöhen (über 30 m) und große Kubaturen handelt, wird die amerikanische Einschlämmungsmethode (hy-draulic fill method) mit Vorteil anzuwenden sein. Mittels eines sehr kräftigen Wasserstrahles wird der zur Dammherstellung in Aussicht genommene Boden von den in der Nähe der Baustelle liegenden Berglehnen durch Abspülung gelöst. Dieses so gewonnene gelöste Material (Erde, Ton, Sand, Gerolle) wird als schlammig-flüssige Masse mittels offener Rinnen oder großer Rohrleitungen auf das Dammfeld geleitet, dort angestaut, wodurch sich die Sedimente absetzen. Das überschüssige Wasser wird durch eine entsprechende Entwässerungsanlage abgeleitet.

Die Ablagerung erfolgt natürlich nach der Größe der Sedimente und muß durch entsprechende Anlage des Verteilungsrohr- oder Rinnennetzes geregelt werden.

Um dieses Verfahren überhaupt anwenden zu können, ist in erster Linie die Gewinnung eines Wasserstrahles von 30—60 m Sekundengeschwindigkeit also ein sehr großes Gefälle und große Wassermengen notwendig, wobei auch genügend Spülwasser für die Beförderung des gelösten Materiales bis zur Bau- (Damm-) stelle zur Verfügung stehen muß. Als Druckrohrleitung für das Kraftwasser werden hier mit Vorteil Mannesmann-Stahlrohre, welche einem Drucke bis 50 Atm. ausgesetzt werden können, zur Verwendung gelangen.

Bei einem solchen kolossalen Wasserdruck widerstehen selbst ver

witterte Felsarten nicht, und können abgespült werden.

(Diese im allgemeinen sehr billige Methode wurde seit langem seitens der Goldwäscher in Amerika geübt, jedoch dieser Betrieb von der Regierung später eingestellt, weil durch die ungeheuren Mengen von abgeschlämmtem Material selbst die unterhalb liegenden großen Flüsse versandet wurden.)

Hierbei wird bezüglich der Verteilung dieser Sedimente berücksichtigt, daß das innere Drittel des Dammes aus undurchlässigem Material bestehen muß, welches nach entsprechender Entwässerung infolge des großen Druckes durch die darüberliegenden Massen sehr gedichtet wird und, da von der äußeren Luft abgeschlossen, ständig in feuchtem, halbplastischem Zustande verbleibt. Die anderen zu beiden Seiten dieses Kerndrittels liegenden Dammteile sind hingegen aus einem grobkörnigen lockeren Material zu bilden, welches den Abzug des Wassers aus dem Inneren des Dammes ermöglicht, wobei jedoch die Mischung der groben und feinen Bestandteile, also die

an der Baustelle wird durch Schlichtung kleiner Dämme längs der Profilböschungen des Staudammes ermöglicht.

Porosität, vom Innern nach der Außenseite abnimmt, um die feinen Ton- und Sandteilchen im Innern des Dammes zurückzuhalten.

Als günstigstes Mischungsverhältnis wurde ein Gemenge von 25—30 °/0 Ton und 65—75 °/₀ Sand, Kies und Gerolle befunden.

Das Aufstauen des Wassers

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In Europa dürfte sich wohl selten die Gelegenheit bieten, diese Schlämmmethode zur Anwendung zu bringen. Fig. 172 zeigt das teilweise nach der Einschlämmmethode im Jahre 1906 hergestellte Profil des Zuni-Dammes in Neu-Mexiko, welcher, für Bewässerungszwecke angelegt, eine Länge 220 m und eine Höhe von 21 m besitzt. Der wasserseitige Teil ist nach der hydraulic fill method, der landseitige aus einer sorgfältig geschichteten Felspackung hergestellt, welche durch eine 3 m starke Erdschichte abgedeckt ist, um das Schlämmmaterial nicht durchsickern zu lassen. Der zum Einschlämmen

verwendete Boden enthielt im Durchschnitt 73 °/₀ Sand und 27 °/₀ Ton und

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Fig. 172. Zuni-Damm (Neu-Mexiko).

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Die zweite der amerikanischen Dammherstellungen ist die Geröllschüttung (rock fill method). Diese rock fill-Dämme bestehen im Innern lose geschütteten großen Felsstücken mit Gerolle und Sand, während die Außenseiten aus einer sorgfältigen Trockenpackung hergestellt sind.

Die Abdichtung auf der Wasserseite erfolgt durch eine Bretterlage, Betonschicht oder Erdschüttung, welche entweder von Hand eingebracht oder eingeschlämmt ist.

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Es ist dies wohl die billigste Herstellungsweise; die Dämme sind natürlich nicht vollkommen dicht, doch genügend für Zwecke der Bewässerung und wieder für gewisse amerikanische Lokalverhältnisse passend.

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Anschließend an diese Methoden der Herstellung von Staumauern und Staudämmen sollen noch die Talsperren in Eisen und Eisenbeton, die Staureinem Beton und jene von abnormal schwacher Dimensionierung (Gewölbesperren) einer kürzeren Besprechung unterzogen werden.

Talsperren in Eisen und Eisenbeton.

In gewissen seltenen Fällen, namentlich wo das Stauwerk auf festem Felsen fundiert werden kann, ein Unterspülen ausgeschlossen, die Höhe keine zu bedeutende ist, und die Lokalverhältnisse es wünschenswert zeigen, kann der Frage einer Konstruktion aus Eisen nähergetreten werden.

Eine derartige Talsperre wird im Prinzip aus einer entsprechend starken Blechwand bestehen, welche durch ein Eisenfachwerk gegen den Wasserdruck abgestützt wird.

Als typisches, jedoch warnendes Beispiel einer derartigen 17 m hohen Talsperre in Eisenkonstruktion kann die Hauser Lake-Sperre bei Helena (Montana) U. S. A. dienen (Fig. 173), welche dem größeren Teile nach auf einem wasserführenden Sand- und Kiesuntergrunde errichtet wurde.

Das Stauwerk hat durch beiläufig 9 Monate das Wasser anzustauen und zu sammeln, muß jedoch während eines Quartals für den Durchgang großer Hochwassermengen dienen, zu welchem Behufe auf die eigentliche Sperrenkrone ein ca. 5 m hoher Schützen-Wehraufsatz gestellt ist, der normal eine gesamte Wassertiefe vor der Talsperre von 22 m bewirkt.

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Fig. 173. Eiserner Staudamm am Hauser Lake bei Helena (Montana). Querschnitt.

Auf Längsbetonschwellen ruhen in Abständen von 3 m Fachwerksstützen, welche untereinander wieder durch Querverbindungen abgesteift sind. Dieses Fachwerk trägt auf der Wasserseite die eigentliche Blechwand von 194 m Länge und 25 m Breite, welche aus 8—10 mm starken Blechen zusammengenietet ist.

Die luftseitige flache Böschung ist im oberen Teil aus Eisenblech, in der unteren Partie aus einem Bretterbelag gebildet, der auf einem hölzeren Unterbau montiert ist.

Zum Schutze gegen Unterspülung war am Fuße der wasserseitigen Dammbrust eine 2 m tiefe und 3—6 m breite Herdmauer aus Beton hergestellt und überdies vor dieser eine entsprechend tiefe eiserne Spundwand eingetrieben.

Trotzdem wurde im Jahre 1908 der Damm unterspült und stürzte auf eine Länge von 120 m ein, bezw. wurde von der Hochflut weggerissen, während die Reste der Sperre, welche beiderseits auf Felsen fundiert sind, stehen blieben. An Stelle dieses Absperrwerkes wurde dann ein über 40 m hoher Betondamm errichtet.

besonders in Amerika mit den Talsperren

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vorläufig aber auch nur geplant — in Aussicht genommen. Ein wesentlicher Vorteil erscheint in der ungemein großen Material-Ersparnis und der Elastizität des Eisenbetons gelegen, doch dürfte auch hier — abgesehen von der in jedem einzelnen Falle erst aufzustellenden Kostendifferenz gegenüber dem gleichen Stauwerk aus einem anderen Baumaterial hergestellt — der wechselnde Einfluß der Temperatur und des Wasserstandes etc. und die dadurch wie bei allen Betonbauten, insbesondere bei dem rauhen Klima der meist gebirgigen Lagen zu befürchtenden Angriff der Witterung als schädigendes Moment mit in Berücksichtigung zu ziehen sein.

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Die großen verbleibenden Hohlräume im Innern des Staudammes hat in mehreren Fällen für die Plazierung der maschinellen und elektrischen Anlagen von Kraftwerken benutzt.

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Fig. 174. Standsicherer Mauerdamm. Theoretische Querschnittsform.

Auch diese Konstruktionsweise begegnet bei den Spezial-Ingenieuren für Talsperrenbau vielseitigen Bedenken.

Betontalsperren und Staumauern mit sehr schwacher Dimensionierung (Gewölbe-Talsperren) sollen in dem späteren Absatz über ausgeführte Talsperrenbauten besprochen werden.

Eine spezielle Form des Talsperrenprofiles bildet der sogen, standsichere Spar-Mauerdamm (Sparmauerdamm österr. Patent Nr. 44121), wie solcher von der Bauunternehmung der Gebrüder Redlich und Berger bei Deutike (Wien und Leipzig) 1912 publiziert wurde, und wird auf diese Publikation verwiesen. In dem Bestreben, wesentlich an Baumaterial zu sparen, andererseits eine einwandfreie statische Untersuchung und Berechnung, sowie eine günstige Materialausnutzung zu ermöglichen, haben die Verfasser als Grundform ein gleichschenkliges Dreieck für das Mauerprofil gewählt. Das Prinzip der Konstruktion besteht darin, für die Querschnittsform der Staumauer eine solche Wahl zu treffen, daß sowohl bei Vollbelastung der Mauer, wie bei leerem Stauweiherbecken die Resultierende der Angriffskräfte für jeden Horizontalschnitt durch die Schwerlinie des betreffenden Horizontalschnittes geht, daß

somit für die beiden extremen Belastungsfälle der Druck in allen Horizontalschnitten gleichmäßig verteilt ist.

In Fig. 174 ist die theoretische Querschnittsform dargestellt, nach welcher bei der Höhe h die Basisbreite b — h\ 2 bemessen erscheint.

Es schneidet die Resultierende des Wasserdrucks bei jeder beliebigen Druckhöhe hx die Symmetrieachse des Querschnittes im Abstand hx von der ideellen Mauerkrone, d. h. der Gesamtwasserdruck Wx für die Höhe hx verteilt sich gleichmäßig auf den Horizontalschnitt in der Tiefe hx. Es sind also auch die Eigengewichtsdrucke gleichmäßig verteilt.

Für ein solches Sparmauerprofil hat der Patentinhaber für h = 50 m und einer Basisbreite von b — 70,7 m bei vollem und leerem Staubecken 10,4 bezw. 8,0 kg/cm² Druckspannungen (gleichförmig verteilt) gerechnet. Dieses Profil

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Fig. 175. Mauerdamm für 50 m Wasserdruck mit dichtem Verblendmauerwerk, Querrippen und

ein gespültem Kernmaterial.

kann nur als voller Mauerdamm hergestellt werden oder aber mit Aussparungen im Innern als Sparmauerdamm.

Der vollgemauerte Damm kann aus Bruchsteinmauerwerk in Portlandoder einem anderen Zement oder aus Beton hergestellt werden, in welchem Falle das Einbetten zahlreicher größerer Steine in die Betonmasse empfohlen wird.

Der Spardamm kann in mannigfaltiger Weise konstruiert bezw. ausgeführt werden und führt der Patentinhaber eine große Reihe der verschiedensten Typen jeder Ausführungsart in seiner Publikation vor.

Aus diesen zahlreichen Figuren sollen hier nur 2 charakteristische Typen vorgeführt werden und zwar: ein Mauerdamm für 50 m Höhe bezw. Wasserdruck mit dichtem Verblendmauerwerk versteifender Querrippen und eingespültem Kernmaterial oder magerem Beton. (Fig. 175.)

In diesem Falle wird zuerst die Bodenplatte und dann die geneigten Abschlußwände und Querrippen in Bruchsteinmauerwerk oder in Beton ausgeführt und ist darauf das Füllerdmaterial einzuspülen oder der magere Beton einzubringen. Fig. 176 zeigt die Ausführung eines gleichhohen Sparmauerdammes mit Stollenaussparungen.

Diese Konstruktionsart wird vorteilhaft nur in Beton oder Eisenbeton auszuführen sein. Diese Hohlräume unterstützen die Entwässerung und Durchlüftung der Mauern, machen die Überwachung aller Teile sowie der Rohrleitungen etc. bequem zugänglich und können diese Hohlräume auch als Depots Verwendung finden.

Vom bauökonomischen Standpunkt wäre eine vergleichende Kostenberechnung sehr erwünscht gewesen, welche jedoch in dieser Abhandlung noch nicht gebracht erscheint, hingegen wurde ein vergleichendes Beispiel bezüglich der Massen und der Materialspannungen durchgeführt.

Die Resultate sind kurz skizziert folgende:

1. Bei Annahme einer gleichen Fundierungstiefe für den Mauerdamm und des üblichen Talsperrenprofils ergibt sich bei dem ersteren ca. 25 °/₀

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Fig. 176. Sparmauerdamm für 50 m Höhe mit Stollenaussparungen.

Mehraushub an Erdmaterial; da aber der überwiegende Felsaushub bei beiden nahezu gleich ist, kann auch praktisch in dem Gesamtfundamentaushub Kubatur nur eine unwesentliche Differenz bestehen.

2. Wird aber berücksichtigt, daß beim Mauerdamm eine geringere Felseinbindung notwendig ist, so kann schießlich der Aushub beim Mauerdamm mit % des Talsperrenprofils in Rechnung gestellt werden.

3 Infolgedessen ergibt sich für das Fundament-Mauerwerk des Dammes eine Ersparnis von rund 20%.

4. Nimmt man die oben erwähnte zulässige Reduktion der Fundierungstiefe beim Mauerdamm an, so erhält man für denselben eine gesamte Mauer-werks-Kubatur, die nahezu gleich ist der Kubatur des Profiles des kleinsten

Querschnittes.    .

5 Beim Sparmauerprofil können diese Ersparnisse im Mauerwerk bei vorliegendem Beispiele 22 °/₀ betragen, hingegen wieder die bedeutend teuere Herstellungsweise beim Sparmauerdamm in Berücksichtigung zu ziehen ist.

6. Bei der Einbindung in die Tallehnen zeigt sich eine wesentlich geringere Aushub-Kubatur.

Als Hauptvorteil wird die größere Standsicherheit bedingt schon durch ihre äußere Form hervorgehoben und resümiert der Patentinhaber dahin, „daß der standsichere Mauerdamm in jeder Hinsicht den bisher gebräuchlichen Profilen weit überlegen ist“. — Vederemo!

E. Berechnung des Fassungsinhaltes der Reservoire.

I. Approximativberechnung.

Bei den ersten Lokalstudien beim Suchen günstiger Reservoirstellen wird es sich darum handeln, gleich an Ort und Stelle den Fassungsraum eines Sammelbeckens annähernd zu berechnen. Zu diesem Zwecke sind nachstehende Größen zu schätzen:

h die maximale Wassertiefe mit Berücksichtigung der bauökonomischen Grenze,

/ die Länge des dieser Wassertiefe entsprechenden Wasserspiegels (vom Talgefälle abhängig),

ßm die mittlere Talsohlenbreite des Staubeckens aus:

ßm —

Mit Berücksichtigung des Neigungsverhältnisses der Tallehnen wird daraus die mittlere Wasserspiegelbreite Bm und die mittlere Wasserprofilbreite bm geschätzt werden können. Es ist dann der maximale Fassungsraum J= 0,5 h . bm . I. Ist z. B. die größte Stauhöhe (Wassertiefe) h = 10 m, das Gefälle des Baches ca. 1 °/₀, d. h. auf 100 m Bachlänge 1 m Gefälle, so ist für h = 10 m: / = 1000 m; es ist also die mittlere Wassertiefe hm = 5 m. Hätte man für das mittlere Profil des Talbeckens, dessen Lehnen in einem Verhältnisse von 1: 2 geböscht sind, ßm = 80 m gefunden, so wäre Bm = 100 und bm = 90 m, somit der beiläufige Fassungsraum des Beckens bei 10 m Stauhöhe /= 0,5.10.90.1000 = 450000 m³.

II. Berechnung aus den Querprofilen.

Für alle anderen annähernd genauen Kubaturbestimmungen wird es sich empfehlen, die Berechnung aus aufzunehmenden charakteristischen Querprofilen vorzunehmen; für Detailprojekte ist dies unbedingt notwendig.

Man wird nun entweder das ganze in Betracht kommende Terrain tachymetrisch aufnehmen, was insbesondere bei dicht bewaldeten Gebieten unumgänglich notwendig wird, daraus den Schichtenplan und aus diesem die Querprofile konstruieren oder aber bei flacherem und offenem Terrain die Querprofile direkt aufnehmen.

Man steckt zu diesem Behufe eine Achse in der Talsohle aus, darauf senkrecht die richtig zu wählenden Querprofile (siehe Situation Weirowitz, spät. Fig.), nivelliert die Achsenpunkte an, staffelt die an günstigen Punkten gewählten Querprofile ab, trägt diese Profile graphisch auf, zeichnet den maximalen Wasserspiegel ein, planimetriert diese Wasserprofile und stellt

der früher besprochenen Weise die Kubaturberechnung derart daß man das arithmetische Mittel je zweier aufeinander folgender Profilflächen mit ihrer Entfernung multipliziert. Sind die Isohypsen richtig konstruiert, dann kann am genauesten der Fassungsraum durch Planimetrierung der Isohypsenflächen und der Multiplikation ihrer arithmetischen Mittel mit ihrem Abstande gefunden werden.

nun in

an,

III. Notwendiger Fassungsraum der Gebirgsreservoire.

Je nach dem Zwecke, welchem der Stauweiher zu dienen hat, wird die Berechnung des notwendigen Fassungsraumes des Staubeckens eine verschiedene sein.

i. Sammelreservoire.

Wasserversorgungs-, Industrie- und Irrigations-Reservoire dienen in der Regel nahezu ausschließlich diesem Zweck, da keine Unterbrechung durch notwendige Entleerung vor großen Niederschlägen stattfinden darf. Die erste Aufgabe wird es sein, das in einzelnen Jahren und Monaten zur Verfügung stehende Abflußquantum des Einzugsgebietes zuerst zu erheben.

Man konstruiert zu diesem Behufe in erster Linie das Einzugsgebiet (Niederschlagsgebiet) des Reservoirs aus der Spezialkarte 1 : 75000 oder 1 : 25000 und berechnet dasselbe. Nun erhebt man die Regenhöhen für die

einzelnen Jahre und Monate aller für das Einzugsgebiet in Betracht kommenden, also innerhalb desselben oder außerhalb der Wasserscheide, in der Nähe gelegenen ombrometrischen Stationen, soweit als diese Aufzeichnungen aus den meteorologischen Berichten zur Verfügung stehen.

Behufs Ermittelung der Zuflußmengen in das Stauweiherbecken aus den Niederschlagshöhen muß wiederholt betont werden, daß zur Berechnung die Beobachtungsdaten eines möglichst langen Zeitraumes herangezogen werden sollen.

Häufig stehen dem projektierenden Ingenieur derartige lange Beobachtungsreihen überhaupt nicht zur Verfügung, mitunter wird aber zur Vermeidung der zeitraubenden Sammlung und Auswertung der meteorologischen Daten, also aus Bequemlichkeit, ein Zeitraum von ca. 10 Jahren als ausreichend eine Annahme, die meist völlig unrichtig ist und zu den

angenommen, ärgsten Irrtümern führt.

Ich habe schon im I. Bande dieses Handbuches (S. 54 und 155) an der Hand des Graphikons (Taf. II) auf die bedeutenden Schwankungen der Jahresregenhöhen einer und derselben Station hingewiesen.

Zur weiteren Bekräftigung dieser Tatsachen und der Notwendigkeit der größten Vorsicht bei den bezüglichen Berechnungen und daraus zu ziehenden Schlußfolgerungen will ich noch die Ausführungen des Direktors der Königl. sächsischen meteorologischen Station in Chemnitz (Sachsen), Herrn Prof. Dr. Schreiber, anführen. In Dresden und Freiberg begannen die regelmäßigen Niederschlagsbeobachtungen in den Jahren 1828 resp. 1829, daher für diese Stationen nunmehr bis 1913 bereits 85jährige Beobachtungen vorliegen.

von 880 mm

Als Mittel der 73 Jahre (1828—1900) ergab sich für Dresden eine Jahressumme von 610 mm, ein Minimum von 300 mm (1832) und ein Maximum (1891); die Differenz zwischen den beiden letzteren Höhen betrug

somit 580 mm oder 95 °/₀ des Mittels, das als Normalbetrag angesehen werden kann.

Für die während dieser Periode gebildeten verschiedenen 11jährigen Mittel (angeblicher Zusammenhang mit den Sonnenfleckenmaximas) ergaben sich bloß 83°/₀ des Normalwertes; ja selbst die 35jährigen Mittel aus verschiedenen Epochen wiesen einen Unterschied von 10 °/₀ gegen das 73 jährige Mittel auf.

Für Freiberg beträgt der Unterschied zwischen Maximum und Minimum 91 °/₀ des Normalwertes; die 11jährigen Mittel zeigen 39%, die 35jährigen Mittel 17 % Unterschied gegen den 73 jährigen Mittelwert.

Die Wahl dieser Mittel erfolgt auf Grund der Annahme der Periodizität der Sonnenfleckenmaxima (11 Jahre — nach Prof. Brückner 35 Jahre, nach Prof. Reis 110—112 Jahre), obwohl de facto innerhalb 11 Jahren 2 Maxima und 2 Minima beobachtet wurden, welche Erscheinungen nach Lockyer sich

auch in den Ländern um den indischen Ozean finden sollen.

Wichtiger als die Jahressummen ist jedoch die Gestaltung der Monatsregenhöhen bezüglich der Verteilung der Niederschläge.

Dr. Schreiber stellt zum Schlüsse seines im Jahre 1901 gehaltenen Vortrages folgende Prognose: „Sollten

Fig. 177. Mittleres (Monats-) Abflußmengengraphikon pro 1890—1895. dargestellten

riodischen Schwankungen des Niederschlages tatsächlich bestehen, so werden im Zeiträume 1900/10 meist unternormale Jahresmengen eintreten, die aber nicht so klein sind, wie in den 30er und 70er Jahren des vorigen Jahrhunderts. Von 1908 —1927 findet ein auf- und niederschwankendes Ansteigen der Niederschlagsmenge statt, erreicht aber nicht die Höhe der letzten 20 Jahre. Von da an würde sehr rasch eine Zeit starker Trockenheit eintreten, und es müßten sich während der 2. Hälfte des jetzigen Jahrhunderts alle die Vorgänge wiederholen, die wir von 1830 an beobachten konnten.“

Aus den Mittelwerten der einzelnen Beobachtungsstationen konstruiert man nun für die einzelnen Beobachtungsjahre das Regenhöhengraphikon (siehe Taf. IV, I. Bd.), bezw. in bezug auf die Größe des Einzugsgebietes das Regenmengengraphikon nach der auf Tafel II des I. Bandes veranschaulichten Weise. Mit Berücksichtigung der Terrainverhältnisse, Bewaldung etc. werden nun bei Annahme passender Abflußkoeffizienten die

8 * iiiiiim

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| •Monat.

Jänner

Februar

I März

\ April

«Mai

II

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fJuli

yhujust\

\Septemb.

[ Oktober

LVfvemh.

\Dezemb\

Jahres-

Summe

die

pe-

man

monatlichen Abflußmengen für die einzelnen Jahre berechnet und daraus ein Abflußmengengraphikon konstruiert (Fig.) 177). Die schraffierten Rechtecke bedeuten die monatlichen Regenmengen oder die daraus berechneten monatlichen Abflußmengen. Aus dieser graphischen Darstellung wird natürlich bloß ein allgemeines Bild über die Verteilung der Abflußmengen zu dem Bedarfe erhalten. Statt durch Rechnung wird man jedoch viel genauer zum

Ziele gelangen, wenn man in der Lage ist, über jahrelange Pegelaufzeichnungen eines in der Nähe des zu projektierenden Stauweihers gelegenen Durchflußprofiles (Brücke oder Wehre etc.) zu verfügen, in welchem Falle man sodann die Abflußmengen direkt berechnen kann. Nun rechnet man das mittlere monatliche Wassererfordernis für jene Zwecke, denen das Reservoir dienen soll, zeichnet dieses als horizontale Linie in das Graphikon ein und vergleicht nun, wie sich dasselbe mit den in den einzelnen Monaten

zur Verfügung stehenden Abflußquantitäten kombiniert, ersieht daraus die Größe des Überschusses oder Mangels in den einzelnen Monaten und berechnet daraus den notwendigen Fassungsraum des Stauweihers.

Bei Berechnung des verfügbaren Wasservorrates ist auch die Größe der Verdunstung, sowie beispielsweise bei Wasserversorgungen die Schwankung im Konsum zu berücksichtigen, bei denen der Verbrauch im Sommer der größte sein wird. Bezüglich des Abfluß-, Versickerungs- und Verdunstungskoeffizienten für Stauweiher wurden nachstehende Resultate gefunden.

Bezeichnet:

A die jährliche Abflußmenge (oder Höhe),

R die jährliche Regenmenge (oder Höhe),

Kx den Abflußkoeffizient,

K₂ den Versickerungskoeffizient und Kä den Verdunstungskoeffizient, endlich

W die zur Speisung der Reservoire wirklich verfügbare Wassermenge, so schwankt

1. der Abfluß-Koeffizient K₁ (im Mittel des Jahres) im allgemeinen zwischen 0,3—0,80, und zwar betrug derselbe beim Reservoir

von Montaubry .    .

bei Groß-Bois .    .

.    . A = 0,29 R, also nahezu ¹/₃ R,

.    . A = 0,50 R,

bei Furens .    .    .

bei Remscheid .    .

.    . A = 0,64 R,

.    . A = 0,67 R oder nahezu ²/₃ R,

von Anqon .... der Vogesentalsperren im Wuppergebiet .    .

der Komotauer Sperre der Friedrichswalder Sperre .    ^4 = 78°/₀,²)

. . A = 0,60—0,80 R.

.    . A = 0,63 R,

. . A = 0,60—0,80 R,

.    . A = 0,60—0,70 R,

. A — 0,60 R, laut Projekt, de facto 0,46,^

nach Crugnola .    .

Es betrugen nämlich die Abflußprozente in dem Jahre: i) 1908 = 44,9 °/0 1907 = 99,5 °/'

1906 = 35,8 °/0 1905 = 69,3 °/0 1904 = 31,9 °/₀

:|

im 5jähr. Mittel daher = 46 °/₀

2) 1906 = 70 °/₀

1907    = 82 °/₀

1908    = 81 °/₀

1909    = 80 %

im 4jähr. Mittel 78°/₀

Außer den bekannten Faktoren wird insbesondere der Koeffizient Kx von der Durchlassungsfähigkeit des Untergrundes des orographischen (Sammel-, Niederschlags-) Gebietes abhängen.

2. Der Verlust durch Versickerung (Filtration) im Stauweiheruntergrunde selbst wird, mit der Durchlässigkeit desselben, schlechter Dichtung des Abschlußwerkes und Tiefe des Wasserspiegels zunehmen. Bei Erddämmen kann der Versickerungsverlust in Kubikmeter und pro 24 h, K₂ = 0,35 bm . hm angesetzt werden, wobei

bm die mittlere Breite des Dammes,

hm ft

Höhe

bedeutet; nach anderen kann der Filtrationsverlust auch mit ca. 500—1000 ms pro Tag für jede Million Fassungsraum (5—10 °/₀) angenommen werden.

8. Die Größe der Verdunstung der freien Wasserspiegeloberfläche ist je nach dem Klima des Ortes, seiner Lage gegen die herrschenden Winde etc. eine sehr verschiedene und kann aus den meteorologischen Aufzeichnungen der Stationen entnommen werden.

Im allgemeinen können auch bei besseren Reservoirbauten größere Prozente durch Versickerung und Verdunstung verloren gehen, so daß zur Speisung der Reservoire nur ca. eine verfügbare Wassermenge von IV = 0,7 A in Rechnung zu setzen wäre, d. h. also JV — 0,2 bis 0,5 R beträgt, oder mit anderen Worten, von den Regenmengen nach diesen nur ganz allgemeinen Annahmen durchschnittlich nur 20—50 °/₀ als wirklich verfügbare Wassermenge anzunehmen wären. Zur weiteren Beurteilung dieser Frage sollen in nachstehendem noch andere Erfahrungsresultate dienen, welche in verschiedenen Werken publiziert wurden.

Über die Prozentverhältnisse der Abfluß- und Verdunstungshöhen bezw. Mengen sind unter anderen im Wuppergebiet detailliertere Messungen vorgenommen worden, welche in nachstehender Tabelle aufgezeichnet erscheinen.

Tabelle über Niederschlag, Abflufs und Verdunstung der drei benachbarten Täler Lennep, Uelfetal und Bevertal im Wuppergebiet (Rheinland).

........88    °/₀    Abflußmenge.

.... ■ • ■ ■ 62 „

h-¹'    h-»-    8-»'    ‘

GC    GO    GO    GO    GO    GO

OO    GO    OO    GO    QO    GO

Oi    Ü'    ^    CO    R)

/

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I—“■ I—l I—•

cd oo oo co oo O co

oo oo oo co co co co

^ CD K3 I-¹

00

00

io CD Ol 02 00

15jähriges Mittel 60 °/₀.

Mittlere jährliche Abflußprozente der Niederschlagsmengen bezw Regenhöhen in Lennep, welche zwischen 924 und 1662 mm schwanken und im 15 jährigen Mittel 1217 mm betragen.

Bei einem Niederschlagsgebiet der Wupper bei Dahlhausen von 213,4 km ergaben sich aus öjährigem Mittel nachstehende Prozentverteilungen des Abflusses auf die einzelnen Monate:

40 °/₀-

Mai

Juni .... 45 „

Juli

48 „

August ... 46 „

(Siehe die Tabelle auf S. 370.)

Aus den Betriebsberichten 1903—1906 der Wuppertalsperren-Genossenschaft sind nachstehende Daten über Abflußkoeffizienten zu entnehmen.

Im Jahre

1903

1904

1905

1906

im Einzugsgebiete der

Bever- Lingese- Bever- Lingese- Bever- Lingese- Bever- Lingese-

Talsperre

Mittlerer jährl. Zufluß pro km² in Sek.-Liter .    .

Prozent des Zuflusses gegenüber der Regenhöhe .    .    4 •

Jahresregenhöhe in Millimeter .

36,1

36,5

21,6

24,3

35,3

35,2

36,5

35,2

90,5

75,7

67,5

66,6

75,8

73,1

83,6

75,6

1259

1486

1012

1148

1468

1520

1380

1444

Nach anderen Publikationen betrugen die mittleren jährlichen Abflußmengen:

780000 m3 1250000 „ 500000 „ 588000 „ 270000 „ 435000 „

nach genauen Messungen für 16 Stauweiher im Wupper- und Ruhrgebiete (0,87—52,7 km² Einzugsgebiete) pro Jahr .

in den Vogesenstauweihergebieten pro Jahr ......

bei der Gileppe-Talsperre (Belgien) pro Jahr......

Görlitzer Neiße (bei Röchlitz) 103 km² pro Jahr.....

. (bei Ketten) 302 km² pro Jahr.....

Urft-Talsperre 375 km² pro Jahr

Im Eschbachtale bei Remscheid (Wuppergebiet) wurden in den

Jahren 1880_96 bezügliche Messungen vorgenommen und ergaben bei 4,5 km³

. 90,3 o/o, • 41,1 „

Einzugsgebiet für diese Periode eine mittlere Abflußquote von Winter (Oktober bis Mai)

Sommer (April bis September)

im Jahresmittel: 67,4 °/₀.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

24

Stauweiher:

£ Fassungsraum

P Einzugs-gebiet

Regen

höhe

Abfluß

quote

Bemerkungen.

mm

°/o

Montaubry . .

Goudrexauge . Gileppe .    .    .

O    O lO

io*    co cvT

tH tH

16,0

40,0

1310 min. 510 mittel 840

max.

36

23

34

Aus 10 jähr. Beobachtungen ergaben sich im Mittel

29 °/₀,

49

69

Remscheid .    .

4,5

95

Liverpool .    .

Edinburgh .    .

Elsaß-Lothringen

Mio

884

996

60

41

85

36

41

21

Stehen in trockenen Jahren zur Verfügung.

Max. Abfluß bei sehr undurchlässigem Terrain. Altes Reservoirgebiet. Virnwey-Gebiet.

Lothringen: Stauteiche von 250 m Seehöhe

Im Mittel und zwar .

02 <u

Januar bis März 3 ■<-> April „ Juni M § Juli „ Septbr. <1 ^ tung der freien Wasserspiegel-Oberfläche 600 mm pro Jahr; hiervon entfallen:

Zur

Hälfte

36

be-

44

waldet

bis März,

» Juni>

„ September,

12

„ April

. Juli

,, Oktober „ Deezmber.

zus. 100°/₀

95

Mosel-Saar-Kanal

30

W estfälische Flußgebiete . . .

18

65

18

Elbe- und Saalegebiet . . . .

600

38

lezember bis Februar, lärz    „    Mai.

uni    „    August,

eptember „ November, ovember bis April.

[ai    „    Oktober,

ach Michaelis entsprechen 1190 bezw. 400 m3 durchschnittlich 800 m3 Abflußmenge pro Tag und km².

ach Sasse (auf Grund 20-bis 50jähr. Pegelbeobachtungen) entspricht dies einer durchschnittl. Abflußmenge von 620 m³ pro Tag und km².

In England werden nach Humber in trockenen Jahren durchschnittlich 150—450 m³ pro Tag und km², bezw. eine jährliche Abflußhöhe von 55—165 mm gerechnet, welche aus einem Reservoirgebiet mit Sicherheit bezogen werden können.

Dabei besteht das Niederschlagsgebiet aus geröllhaltigem Lehm auf I onschieferfels auflagernd, zum Teil bewaldet. Später wurden diese Messungen bis 1904 fortgesetzt und ergaben im Mittel bei

einer Regenhöhe von ....    1180 mm,

. 860 „

eine Abflußhöhe von .    .

= 72°/₀.

also eine mittlere Abflußquote von

In den 17 Jahren 1888—1904 bewegten sich bei 4,5 km² Einzugsgebiet die monatlichen Zuflußmengen von 3 m³ und 4 m³ (August und September 1904) bis 1214 m³ (Februar 1892);

10000 m³, . . 8 600000 „ .

der mittlere Tageszufluß betrug rund .    .

n „ Jahreszufluß

Die Gesamtzuflußmenge in 17 Jahren betrug rund 62 Mill. m³.

In dem außerordentlich trockenen Sommer des Jahres 1904 sank die Abflußmenge im September sogar auf 1,7 °/₀ herab, und betrug dieselbe im Durchschnitt der Monate Mai bis inkl. Oktober nur ll°/₀. Auf die einzelnen Monate des Jahres 1904 verteilt, ergaben sich nachstehende monatliche Abflußprozente :

Januar . Februar März

82 %,

105 „

60 „

121 „

43 „

10 „

Juli . . August . September Oktober . November Dezember

01 10>

40,0 „ Frost

0/

/ 0)

Im Sengbachtal bei Solingen (Wuppergebiet) wurden 1898—1903 im Winter.    . .

im Sommer . .

im Jahresmittel: 71,0 °/₀

konstatiert (Einzugsgebiet 11,8 km²).

In den Vogesen (Alfeld) 1889—91 bei festgelagertem felsigem Niederschlagsgebiet 5,2 km².

90%,

.    50—60 „

Halbjahr (Oktober—Mai) 4 Sommermonate .    .    .

im Jahresmittel: 80,0%.

Im Langetal bei Nordhausen (Harz) ergaben die Messungen sehr trockenen Jahr 1904

in dem

im Winterhalbjahr .    .

im Sommerhalbjahr .

• 75 %,

34 „

im Jahresmittel: 56 %.

Das 5,7 km² große Einzugsgebiet besteht zumeist aus undurchlässigem Lehm auf Fels aufgelagert — Gebiet stark bewaldet. Im Urfttal (Eifel) bei 375 km² ergaben die Messungen 1901/2 72 bezw. 30 %, im Jahresmittel 51%.

Tabelle über die monatlichen und jährlichen Abflufsprozente im Sengbachtale bei Solingen (Wuppergebiet) während der Jahre 1889 — 1903 (Beginn der Inbetriebsetzung des Stauweihers) Einzugsgebiet 11,8 km².

1898

Monat:

3 Regen-

3 höhe

s² Abfluß

3 Regen-3 höhe co

CD

CD

S² Abfluß

1900

1901

1902

3 Regen-3 höhe

S² Abfluß

3 Regen-

3 höhe

^ Abfluß

3 Regen-3 höhe

d² Abfluß

3 Regen-

3 höhe

S² Abfluß

Monatlicher S² Abfluß im 6jähr. Mittel

Juli. . . August September Oktober . November Dezember

Cr< 03 "o A*

107,1

65,0

109,9

19,7

143,5

39,7

48,7

64,6

i. c'i. A, co qo co co io co oj

__^ T-t    TH

C0505C0 00 00l>CDO CD IO

M & OHO Ql Qt Oi q, -Q0

117

97

140

1>- ■*—I t-H lO O O (M (M

GO Ci

CO CD Oi

CO> -sj o

78.8    151

44.8    112 79,5 94

52.8    61 112,2 56 131,8 46

89,7

53,9

53,2

113,6

68,8

56,4

79,1

95,1

36,6

110

150

113

95

85

28

19

28

149

107,6 62 32,4 117 113,0 112

23,8 809

Im Jahre

1000,4 64 981,1 66 1011,6    70 963,7 76 1062,8    80

71

Anmerkung: Die 100% der Regenmengen übersteigenden Abflußmengen rühren von der Schneeschmelze her.

Das kleinste monatliche Abflußprozent zu 6 % ergab sich im August, das größte abnormale, 309 %, im Dezember, das größte normale, 167 %, im März.

Im Durchschnitt der 5 Jahre ergibt sich eine Jahresregenhöhe von rund 1000 mm und eine Jahresabflußhöhe von 710 mm; es entfallen also 290 mm auf Versickerung und Verdunstung, während 710 mm = 71 °/₀ zum Abflüsse gelangten (auch entsprechend dem Verhältnis der gesamten 5jährigen Regenmenge, 59,6 Mill. m®, zur gesamten Abflußmenge, 42,1 Milk m³); für die trockenste Zeit ergab sich im Monatsdurchschnitt ein sekundlicher Abfluß von 2 Liter pro km'² und im nässesten Monat 72 1/km², im Mittel 23 1/km². — Minimale Abflußmenge pro 24 h = 2000 m³, im Maximum 211000 m³ vom ganzen Einzugsgebiet.

Im langen Tale bei Nordhausen (bei Neustadt im Harz) wurden bei einem 5,7 km² großen starkbewaldeten Einzugsgebiete der dort situierten Talsperre (Seehöhe ca. 400 m) während der Jahre 1903/05 nachstehende Abflußprozente konstatiert.

(Siehe die Tabelle auf S. 373.)

Der mittlere Abfluß pro Quadratkilometer betrug in diesen Meßperioden: 10—17-—15—16 1. Bei der Projektierung (1903) der Nordhäuser Talsperre wurden jedoch folgende Abflußprozente für trockene und mittlere Jahre der Berechnung der Abflußmengen zugrunde gelegt.

Die Monate: Januar, Februar, März, Oktober, November, Dezember

90 o/₀

30 „

für trockene und mittlere Jahre............

und für das 2. Halbjahr: April bis September für ein Jahr (1884) mit sehr geringen Niederschlagshöhen (593 mm) . für ein Jahr mit mittlerer Niederschlagshöhe (900 mm)

Verluste durch Versickern und Verdunsten. Dieselben können eintreten im Staubecken oder rücksichtlich Durchsickerung bei der Talsperre selbst.

Nachdem man bei Wahl der Abschlußstelle für einen Stauweiher darauf Rücksicht zu nehmen hat, daß der Untergrund des Staubeckens undurchlässig oder schwer durchlässig ist und nach einigen Betriebsjahren im letztem Fall durch Verschlämmung selbsttätig ganz abgedichtet wird, kann zumeist von einer Versickerung im Staubecken füglich abgesehen werden.

zwar

höhe der Sommermonate.

Monat:

Oktober November Dezember Januar . Februar . März .    .

Juli . . August . September

Jahresmittel:

Abflußprozente

1903/04    1904/05

Anmerkung

°/o

°/o

130

53

346

62

12

154

150

25

17

12

56

10

32

65

Der Sommer 1904 wies eine ungewöhnlich große und langandauernde Trockenheitsperiode auf.

47

146

195

126

77

12

10

11

19

58

Außer diesen beiden Meßperioden mit den monatlichen Abflußprozenten werden noch nachstehende Jahr es-Abflußkoeffizienten angegeben, gerechnet aus den Jahressummen der Regen- und Abflußmengen.

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Hingegen ist die Verdunstung unbedingt in Rechnung zu stellen und bezogen auf die Wasserspiegelfläche des Reservoirsund die Verdunstungs-

In dieser Richtung haben die Beobachtungen bei ausgeführten Talsperren Deutschlands nachstehende Resultate ergeben.

Bevertal 1889: 27 mm,

30    „

60 „

97

.    134    „

•    154    „

Juli. . .

August

September

Oktober .

November

Dezember

168 mm

lO CM CO O r—t r—t

:s

Im Jahre:

CK o CO cn

is

In Augsburg nach 14jährigen Beobachtungen:

Januar.    .

Februar .

November .

76

Dezember

))

21 „

Zusammen: 1626 mm.

In den Vogesen-Stauweihern wurde eine jährliche Verdunstungshöhe von 600 mm gemessen, wobei 44 °/₀ auf die Monate Juli—September, also im Durchschnitt pro Tag 2,9 mm entfallen.

Bei der Remscheider alten Talsperre beträgt die jährliche Verdunstungshöhe 850 mm, bei der Möhnesperre 900 mm.

Die neuesten Daten über Verdunstungsmessungen (1907—1912) bei Stauweiheranlagen wurden für die Solinger Talsperre von Mattem publiziert. Die Messungen erfolgten mittels des Athmometers System Wild (siehe Friedrich, Band I, 3. Auflage, S. 69).

Die Wasserspiegelfläche beträgt 20 ha, nach welcher sich nachstehende Verdunstungsmengen für die einzelnen Monate ergeben:

Verdunstungsmengen in der Solinger Talsperre.

Monat:

1907/08

m³

1908/09

m³

1909/10

m⁸

1910/11

m³

1911/12

m³

April . . Mai . . Juni . . Juli . . August September Oktober . November Dezember Januar Februar . März . .

11800 20 760 14 780 12 180 11820 8 700 5 380

15    460 11440 10 380

6 400 4 280 2 840

2    700

3    340 6 440

15 000 20 680 10 580 10160 10 280 6 040

5    900 3 260 3 980 3 360 3 380

6    660

11 700 15 190 11 700 8 060 10 020

5    400 4 360 3 120

3    480 1960

4    280

6    860

11380 13 520 11680 19 020 17 280 11260

5    020 3 960 3 200 3 520 3 540

6    800

Im ganzen Jahr m mm

104 260 521,3

100 330 501,6

99 220

496,1

86 080 430,4

110 280 551,4

Die minimalen Verdunstungsmengen im Juli und August 1911 während der Trockenheitsperiode zu 19020 und 17280 m;i entsprechen bei einer

Wasserspiegelfläche von 20 ha

0,095 m, also 95 mm und 86,4 mm

19020 m3 200000 m²

Verdunstungshöhe und verteilen sich speziell für dieses in bezug auf die lange, außerordentliche Trockenheitsperiode besonders interessante Jahr 1911 die Verdunstungshöhen in Millimeter auf die einzelnen Monate wie folgt:

Im

Jahre 1911 zusammen 547,5 mm.

Mattem schlägt vor für mitteleuropäische Klimaverhältnisse für den Sommer durchschnittlich eine tägliche Verdunstungshöhe von 4 mm, für die Wintermonate von 1 mm und im Jahresmittel 2 mm in Rechnung zu setzen.

Verfügt man jedoch über lokale Verdunstungsmessungen benachbarter Beobachtungsstationen, so wird man diese Zahlen als Basis der Berechnung wählen, eventuell in einzelnen Fällen die Vornahme solcher Messungen vor der endgültigen Detailprojektsverfassung veranlassen.

aus

bis max. 7 mm aufweist, sondern nach eigener Anschauung Bruchsteinindividuen bis zu 300 mm Größe enthalten hat. Daß ein solcher Mörtel, der in einzelnen Partien mehr den Anspruch auf die Bezeichnung Beton machen kann, die Fugen zwischen den Steinblöcken des Zyklopenmauerwerkes meist nicht vollständig auszufüllen imstande ist, liegt auf der Hand, abgesehen davon, daß diese Steinpartikel nicht rein, sondern mit dem beim Brechen erzeugten Steinstaub bedeckt waren.

Januar. Februar März . April . Mai. . Juni .

9,8 mm

Juli . .

August

September

Oktober .

November

Dezember

i—i    eo

O 00 o o co co~ io~ cf ccT a co io m h h

Bezüglich des Verlustes infolge Durchsickern durch das Abschlußwerk — die Talsperre — selbst muß hervorgehoben werden, daß bei Verwendung guten Steinmateriales, guten Mörtels und äußerst solider Durchführung des Zyklopenmauerwerkes ein Durchsickern durch das Mauerwerk selbst vollkommen vermieden werden kann, wenn die Wassertiefe keine allzu große ist. Beispiele aus der eigenen Erfahrung zeigen, daß bei eigener Regie bei sachkundiger und strenger Beaufsichtigung ein undurchlässiges Mauerwerk geschaffen werden kann; so beispielsweise die 1894/95 erbaute Jaispitztalsperre (Höhe 23 m) wie die auch 1913 fertiggestellte Wiestalsperre (Höhe 35 m) keinerlei Durchlässigkeit aufweisen wird; auch die alte Remscheider Sperre ist dicht. — Wenn von einer Herstellungsweise, wie bei der Gileppe-Sperre, abgesehen wird, bei welcher nach bezüglichen Publikationen ganze Kippwagen zur Erhöhung der Tagesleistung mitvermauert und sonst noch die gröbsten Verstöße gegen die Solidität einer Mauerung begangen worden sein sollen, so ist es auch bei manch anderem im Unternehmerwege durchgeführten Talsperrenbau nicht Wunder zu nehmen, daß eine Wasserundurchlässigkeit nicht erzielt wurde, wenn beispielsweise der zur Mörtelbereitung künstlich Bruchsteinen gebrochene Sand nicht die gewöhnliche Mörtelsandkorngröße

Behufs Verhinderung der Durchsickerung führt man heute meist eine spezielle Abdichtung der wasserseitigen Böschung der Talsperre durch.

Bezüglich der Sickermengen bei ausgeführten Talsperren veröffentlicht Mattem (1912) nachstehende Daten:

Solinger Talsperre. Nach den Messungen 1903 und 1904 in den beiden Stollen betrug die Sickerwassermenge bei vollgefülltem Becken

(,h = 36 m) Q — 0,43 sl. und inklusive einer Sickerung am linken Bergabhang zusammen 0 = 1 sl.

Ronsdorfer Talsperre (Wuppergebiet), max. Stauhöhe 19,3 m. Messung 1903:

. 5009 m³, . 2521 „

.    1964    „

. 4748 „

.    6917    „

. 10020

Oktober . November Dezember Januar. . Februar . März .    .

12330 m³, 12741 „ 12330 „ 11021 „ 8843 „ 5920 „

•    Q — 0,051 „

. Q = 0,002—0,054 sl.

•    Q = 0,04 -0,40    „

.    £>    =    2,0 sl.

•    £> = 2,0 „

Mattem rechnet für durchschnittliche Ermittelungen als Sickerverluste auf je 1 Milk m³ Stauraum 1 Sek.-Liter.

Bezüglich der Größe des Wasserverlustes in fließenden Gewässern, also beispielsweise in offenen Zuleitungsgräben, ist hervorzuheben, daß dieselbe, (Fortsetzung des Textes siehe S. 378.)

Verdunstungshöhen der freien Wasserspiegel (in Prozenten der Niederschlagshöhen).

Mittel aus den drei nachbarlichen Tälern Lennep-, Uelfe- und Bevertal.

Lenneptal:

Jahr:

3 Niederschlagshöhen

g Verdunstungshöhen

Monats-

regenhöhe

►3 Niederschlagshöhen

g Verdunstungs- ~ höhen 2-

Monats

regenhöhe

g Niederschlags-

Bevertal:

höllen

g Verdunstungs

höhen

Monats

regenhöhe

Mittel

der Verdunstung

°/o

°/o

1889 Januar. . Februar . März . . April . . Mai . . . Juni .    .    .

Juli . . . August. . September Oktober . November Dezember

55

113

25    45    45

35

77    39    27

77

60

90

107

CO CD

t-H t—<

114

95

85

67

30

15

H (M CM C9 ^    2 ^

OS , CS^COiOWiO^XOi , CD I OCCTjlCOHOJOiiOCO

¹ H CO (N H rl    (M    ¹

95    894    985    110    93

Im ganzen Jahre 1130    855    75    989 j 936

Jahr:

1890

Januar . Februar

September Oktober . November Dezember

1891

Januar . Februar

September Oktober . November Dezember

1892

Januar . Februar

September Oktober . November

Im ganzen Jahre

3 Niederschlags-

Lenneptal:

Uelfetal:

Bevertal:

höhen

3 Verdunstungs

höhen

Monats

regenhöhe

o

'0

3 Niederschlagshöhen

3 Verdunstungshöhen

Monats

regenhöhe

3 Niederschlagshöhen

3 Verdunstungs-2 höhen

Monats

regenhöhe

Mittel

der Verdunstung

192    40    20    197    36    18    158    24    15    18

1297    629

156

60

46    1104    704    63    1089    799    73    62

181

90

50

193

1229

684

55

102

79

43

44

72

86

68

84

144

101

67

130

20

58

79

156

118

124

118

52

45

22

1017 j 792

25

135

180

216

137

182

140

36

45

33

135

144

101

91

173

112

79

83

69

49

177

1170

OiOO(MCßCO(M0CO^ tH iOiOOCOHCOCOCOCO 00 T—<    T—I    L-

34

55

119

47

103

108

190

95

67

72

65

25

30

55

85

73

76

115

87

53

128

77    865

CT2 O 05 t>0 I O 03 CD M ¹

113

123

118

55

48

22

■    H M K M W KJ    ,

¹ M o» «d O'I CO tc O W K) W    -O

127

54 39 82 69 184    148

61

52

183

1005    749

60

127

¹    h W (N H (M H

^    ,OO*-OrH(M^0DC5[>-[>    ,

¹    H (M CO H CO H

835 ;    96    778    836 j 107    93

natürlich je nach der Bodenbeschaffenheit, Länge und Gefälle des Kanales, klimatischen Verhältnissen etc. eine sehr variable sein kann. Um nur einige der Praxis entnommene Zahlen anzuführen: so betrug der Wasserverlust pro Tag bei dem 42 km langen Zuleitungskanal zum Becken von Bouzey pro km Länge 1000 m³, welches Quantum nach durchgeführten umfangreichen Dichtungsarbeiten sogar auf 1200 m³ stieg (Ziegler, Talsperrenbau, S. 34), bei einem italienischen 25 km langen Flusse (Provinz Emilia) sogar 5200 m3 pro Tag und Kilometer, in Alicante (Spanien) bei 12 km langem Lauf 2400 m³, während für den Nil auf der 530 km langen Stromstrecke Assuan—Assiut mit einem Verluste an Versickerung und Verdunstung von 570000 m³ pro Kilometer Stromlauflänge gerechnet wurde. Für die Verdunstung freier Wasserflächen wird bei den preußischen Kanalprojekten eine Verdunstungshöhe von 4 mm pro Tag angenommen.

Im Bevertale (Wuppergebiet) ergab sich im 4jährigen Durchschnitt 1889—1892 eine jährliche Verdunstungshöhe von 842 mm, und speziell im Jahre 1889 von 980 mm mit dem Monatsmaximum im Juli von 168 mm, bei Lennep im Juni mit 124 mm; bei den Vogesenstauweihern bei 600 mm Jahresverdunstung entfallen auf die Monate Juli, August und September 264 mm, somit durchschnittlich pro Tag ca. 2,9 mm oder rund 3 mm.

Aus allen 4 Jahren und den 3 Tälern (siehe Tabellen S. 376 und 377) ergeben sich also nachstehende Mittel:

122 o/o, 101 „ 201 „

Januar .    .    .

Februar .    .

Juli . .    .

August September Oktober .

November Dezember

Im ganzen Jahre 78 °/₀.

Diese Verdunstungshöhen sind natürlich bei ihrer praktischen Verwertung nicht auf die Fläche des Einzugsgebietes, sondern nur auf jene des Stauweiherwasserspiegels zu beziehen. Sei die letztere f m², so wird die Verdunstungsmenge Mv=f.hv, wobei hv die Verdunstungshöhe in Meter bedeutet. Sei also z. B. f — 100000 m² und die jährliche mittlere Verdunstungshöhe hv = 800 mm = 0,8 m, so beträgt Mv —f.hv— 80000 m3 pro Jahr (im Mittel), welches Quantum also der Fassungsraum des Stauweihers, für das ganze Jahr geltend, zu vergrößern wäre. Natürlich wird man bei genaueren Rechnungen diese Mengen für die einzelnen Monate bezw. Quartale bestimmen.

Ein anderes Beispiel für die Berechnung der Abflußmengen aus den Regenhöhen bezw. Regenmengen bieten die in den Jahren 1906—1909 durch Ingenieur Czehak bei der Friedrichswalder Talsperre (Böhmen) vorgenommenen direkten Messungen.

Die Regenhöhe des Jahres betrug h — 1700 mm. Das 4,1 km² große Einzugsgebiet besteht aus 65 °/₀ Wald und 35 °/₀ Freiland (Heide und Jungwald). Die berechnete Regenmenge in diesem Jahre betrug R = 7,2 Mill. m³,

• 20°/o,

• 8 „

März April Mai . Juni

.    72    „

96 „

• 160 „

47

ft

. 199 „

. 134 „

gemessene Abflußmenge A — 5,0 Mill. m³. Es betrug also der Abfluß 70 °/₀ der ombrometrischen Regenmenge.

die faktisch

Auf die einzelnen Monate verteilt, ergaben sich nachstehende Abflußquoten der ombrometrischen Regenmengen:

Januar Februar ■ März • -April • • Mai • • • Juni • • • Juli - • -August • September Oktober • November Dezember

• 48

40°/o|

Frost

103 „ \ 455 „ J

62 „

62 „

65 „

38

53

• •    76 „

Im Mittel der Jahre 1906—1909 entfallen

35 °/₀ aus ~ gerechnet. 21 „

92 „

240 „

153 „

72 „

Schneeschmelze

1}

starke Verdunstung

69 „

45 „ (Frost)

82 „

1906 im Jahresmittel 70 °/₀ und im 4jähr. Mittel 78 °/₀ aus ferner 1907 „

1908    „

1909    „

81 „

80 „

Bei Annahme einer Retension des Hochwaldes von 25 °/₀ erhalten wir nachstehende Resultate: Das Einzugsgebiet besteht aus 2,7 km² Wald und 1,4 km² Freiland.

Es gelangen daher auf den Erdboden:

im Wald .    .    .    2700000 m² . 1,76 m = 4,752 Mill. m³,

hiervon ab 25 °/₀ Retension = 1,188    „    „

bleiben für Waldbestand = 3,564 Mill. m3 für Freiland .    .    1400000 m². 1,76 m = 2,464    „    „

also zusammen - 6,028 Mill. m³.

Da laut Messung 5,000 Mill. m³ wirklich abflossen, so entspricht dies einem Prozentsatz von 83 °/₀ der auf den Erdboden gelangten Nieder

schlagsmengen.

Auf die Quartale verteilt, ergeben sich für

das Winter-Quartal (Dezember—Februar) .    .    44°/₀,

(März—Mai)

207 „ 55 „

„ (September—November) . 66 „

„ Frühlings- „

„ Sommer-    „    (Juni—August)

„ Herbst

der ombrometrisch gemessenen Regenhöhe.

im Jahresmittel 70 °/₀

größeren Teil in das Stauweiher-

zum

Hierbei ist hervorzuheben, daß der obere Teil des Einzugsgebietes ziemlich flach gestaltet ist (viel Moorbildungen), daher bei steileren Abhängen der Prozentsatz eigentlich noch größer werden sollte. Auch das durch Einsickerung gebildete Grundwasser wird becken gravitieren.

Als interessantes Beispiel für die Größe von Abflußkoeffizienten eines Stauweiher-Einzugsgebietes im Hügellande bietet die nachfolgende Zusammenstellung für den Wolfsgraben-Stauweiher der Wientalwasserleitung bei Unter-Tullnerbach, welche Daten mir vom Betriebsleiter Herrn Ingenieur Kesper freundlichst zur Verfügung gestellt wurden.

Das Niederschlagsgebiet, welches zum größten Teil bewaldet ist (Wiener Waldgebiet), beträgt rund 53 km², die mittlere Länge desselben 8 km; die Breite im Mittel 7 km, im Maximum 10 km; die Wasserscheide des Einzugsgebietes liegt in Seehöhen von 400—600 m, der Stauweiher-Wasserspiegel selbst auf Kote 285,71 m. Der jährliche Abflußkoeffizient beträgt im Mittel der 9 Beobachtungsjahre 32 °/₀ und erreichte in den 7 vollständigen Beobachtungsjahren 1906—1912 im Maximum 49,8 °/₀ (1910) und im Minimum 29,1 % (1906).

Zusammenstellung

über das Verhältnis der in den Wolfsgraben-Stauweiher der Wientalwasser-leitung in Tullnerbach eingeflossenen Wassermengen zu den entsprechenden Niederschlagsmengen dieses Einzugsgebietes laut den in den Jahren 1909—1912 vorgenommenen amtlichen Messungen durch Hofrat Prof. Öl wein, Baurat Grengg und dem Betriebsleiter Ingenieur Kesper.

1904 (15. Mai bis 31. Dezember).

Monat:

Regen

höhe

in

Regenmenge im Einzugsgebiet

Zuflußmenge in den Stauweiher

Abfluß-

koeffizient

Bemerkungen:

mm

m³

m³

°/o

Mai . . . Juni . . Juli. . . August September Oktober . November Dezember

26,8

66,0

45,7

52,1

154,5

154,0

47,6

66,1

1    420 400 3 498 000

2    422 100 2 761 300 8 188 500 8 162 000

2    522 800

3    503 300

209 500 303 290 106 830 67 890 973 910 3 608 810 1011110 2 477 690

14,7

8,6

4,4

2,4

11,8

44,2

40,0

70,7

Zusammen

612,8

32 478 400

8 759 030

27,0

Durchschnittlicher Abflußkoeffizient für: den Sommer 9,1 °/₀, den Winter . 50,0 „ das Jahr . . . 27,0 „ (Sommerperiode 1. April bis 30. Sept., Winterperiode 1. Okt. bis 31. März).

Januar. . Februar . März . . April . . Mai . . . Juni . . Juli. . . August September

20,2

40,7

87,4

83,7

55,7

63,1

114,8

73,3

12,6

1905 (1. Januar bis 9. September). 1070 600    661 690

2 157 100    1 566 200

4 632 200    4 221 460

4 436 100    2 456 530

2    952 100

3    344 300 6 084 400 3 884 900

667 800

690 090 243 860 291 130 234 610 167 880

61,8

72,6

91,1

55,3

23,3

7,2

4,7

6,0

25,1

Durchschnittlicher Abflußkoeffizient für: den Sommer 19,1 °/₀, den Winter . 82,0 „ das Jahr . . . 36,0 „ .

551,5

Zusammen

29 229 500

10 533 450

36,0

Monat:

Regen

höhe

in

mm

1906 (Januar bis Dezember).

Regenmenge im Einzugsgebiet

Zuflußmenge in den Stauweiher

Abfluß-

koeffizient

Bemerkungen:

m³

m³

°/o

August September Oktober . November Dezember

21,5

Zusammen

1    139 500

2    655 300

3    121 700 2 051 100

50,1

58,9

38,7

5'3 090

1    201 630

2    164 300 718 720 305 120

2 683 120 2 584 140 201 470 1 084 100 491 950 1 069 260 693 540

CO. 1-^ CC^ CM^    ^    1-^

ö" o" oT io" co" \0 \0 oT of co" Gcf T-T of O ^ CD CO tH (M CO    cm

Durchschnittlicher Abflußkoeffizient für: den Sommer 23,1 °/₀, den Winter . 42,8 „ das Jahr . . . 29,1 „ .

August September Oktober . November Dezember

43,0

8,7

53,5

134,5

39,9

64,1

149,4

66,0

23,6

54,8

82,7

69,7

Zusammen

789,9

1907 (Januar bis Dezember).

2 595 160    113,8

708 800    153,7

2    089 200

3    490 160 697 110 307 640 756 660 249 730 120 670 247 120 565 020

1311 850    35,5

41 864 700    13 139 120

2 279 000 461 100 2 835 500 7 128 500

2    114 700

3    397 300 7 918 200

3    498 000

1    250 800

2    904 400

4    383 100

3    694 100

73,6

48,9

32,9

9,0

9,5

7,1

9,6

8,5

12,8

31,3

Durchschnittlicher Abflußkoeffizient für den Sommer 22,2 °/₀, den Winter . 45,4 „ das Jahr . . . 31,3 „ .

August September Oktober . November Dezember

H K) OSOSKCOCOSDKIKItO j<] CD _CO *• Ol jU    Ui j—

Ai Aj "bi Tu T-a "cs "ui do Tu ’b» 7»

1908 (Januar bis Dezember).

37,4 37,0

1 685 400 1 351 500 1 415 100

4    844 200

5    045 600 4 319 500

6    073 800 3 503 300 1 664 200

132 500 1 521 100 938 100

630 620

500 200 545 460 1 955 840 1 413 600 716 600 308 930 228 240 140 380 68 610 97 050 78 310

38,5

40,4

28,0

16,6

lO CD CO" —< CD" GO

Durchschnittlicher Abflußkoeffizient: Januar bis März 37,6°/₀, April bis Sept. 18,7 „ Okt. bis Dez. . 9,4 „ Jahresdurchschnitt . . 20,6 „ .

Zusammen:

613,1

32 494 300

6 683 840

20,6

Datum:

Januar . Februar März. . April Mai . . Juni . . Juli . . August . September ()ktober November Dezember

1909 (Januar bis Dezember).

Gemessene Regenhöhe in mm

23,4

66,5

56,6

29,8

187,6

53,8

129,0

96,7

80,0

31,9

35,6

70,7

861,5

Im

Niederschlagsgebiete gefallene Regenmenge in m*

Dem

Stauweiher zugeflossene Regenmengen in m⁸

Verhältnis

zwischen

zugeflossenen

Wassermengen

und

gefallenen Regenmengen in °/o

1 240 200

3    524 600 2 994 500

1    679 400 9 942 800

2    851 400 6 837 000 5 125 100

4    240 (KM) 1 690 700 1 886 800

3    747 100

179 880 762 140 2 275 610 341 240 6 449 680 223 840 826 880 831 690 292 240 389 270 398 460 1 116 220

r. tc -a tc ^ c: C5 tc *0    C* *-•

"b V "x x r. Iß 'cc b

cc O

Januar . Februar März. . April. . Mai . . Juni . . Juli . . August . September Oktober November Dezember

46 659 600

13 576 840

29,7

1911 (Januar bis Dezember).

Gemessene Regenhöhe in mm

22,7

28,6

52,4

42,2

212,5

87,6

54,0

80,3

80.7

56.8

27,5

73,1

818,3

Im

Niederschlagsgebiete gefallene Regenmenge in m*

Dem

Stauweiher zugeflossene Regenmengen in ra*

Verhältnis

zwischen

zugeflossenen

Wassermengen

und

gefallenen

Regenmengen

in °/„

1 203 1 (K)

1    510 600

2    777 200

2    236 600 11 262 500

4 642 800 2 862 000 4 265960 4 277 100

3    010 400 1 457 500 3 874 300

43 369 900

605 330 908 210 1 028 800 657 870 6 628 740 941 480 662 760 306 630 314 990 641 090 274 270 637 020

13 396 190

30,9

Durchschnittskoeffizient vom Januar bis März .    .    .

„    „ April bis September . .

„    „ Oktober bis Dezember .

„    für das ganze Jahr . . . .

Durchschnittskoeffizient vom Januar bis März . . .

„ April bis September . . „    Oktober bis Dezember .

für das ganze Jahr . . . .

ff

ff

ff

e c c CQ iC CO C

3 53 2 =

1910 (Januar bis Dezember).

Januar . Februar März. . April. . Mai . . Juni . . Juli . . August . September Oktober November Dezember

ß ß ß s ß ß § ß ß ? ß 3

Wit-MO'ao'tso'i-'ar-j!

3 062 800

3    460 300 2 606 900

4    139 300 12 168 500 10 239 600

7 022 600

4    255 900 7 976 500 1 282 600

5    056 200 2 135 900

1 684 140

3    817 610

1    040 120

2    300 110 10 614 040

2 732 330 1 123 230 498 160

4    624 390 762 520

1 293 430 1 200 160

lOHsf»5XWHHtC»OOlO

Januar . Februar März. . April Mai . . Juni . . Juli . . August . Septemper Oktober November Dezember

1912 (Januar bis Dezember). 36,1

59,6

64,1

63,2

173,7

81,8

96,6

67,3

102,1

54,0

40,2

31,4

1    913 300 3 158 800

3    397 300

2    819 600 9 206 100

4    335 400 5119800

3    566 900 5411300 2 862 000 2 130 600 1 664 200

491 780 1 578 430 1 040 050 965 880 5 998 300 1 173 080 480 540 241 880 1 217 130 453 220 868 270 614 400

25,7

49,9

30,6

34,2

65,1

27,0

9,3

6,7

22,4

15,8

40,7

36,9

1194,0

63 282 000

31 590 130

49,8

860,1

45 585 300

15 123 560

33,2

ff

ff

ff

Durchschnittskoeffizient vom Januar bis März . . .

„ April bis September . . „ Oktober bis Dezember . für das ganze Jahr . . . .

ff

ff

ff

li © 00 Vj

Eine übersichtliche Orientierung zwischen Wasservorrat und Wasser bedarf kann durch die graphische Konstruktion der Ab- bezw. Zuflußkurven, sowie der Konsumtions- und Vorratskurven gewonnen werden. Diese Kurven bilden den geometrischen Ort der algebraischen Summe aller vorhergegangenen Zufluß-, Verbrauchs- und Vorratsquantitäten. In Fig. 177 sind diese Kurven skiziert (nicht konstruktiv eingezeichnet). Die Gestaltung der Vorratskurve wird eine Änderung erfahren, wenn bei den Ordinaten der jeweilige monatliche Wasserverbrauch in Abzug gebracht wTird, was bei der Konstruktion zu berücksichtigen ist. In Fig. 178 ist eine graphische Durchführung in Form eines Flächenprofiles für drei verschiedene Wasserbedarfsverteilungen skizziert. Die auf- und absteigenden Linien bedeuten die der monatlichen Zuflußmenge des Niederschlagsgebietes entsprechende Abfluß-bezw. Zuflußkurve (im 6. Monat = Juni das maximale, im 9. Monat = September das minimale monatliche Abflußquantum). Die gestrichelte Linie bedeutet die Kurve des monatlichen Wasserbedarfes; dieselbe wird für Wasserversorgungs-

Wdeserversorgr.

(variabel)

Industrie

(consternt)

JJetvässeruntjr

(periodisch)

/i_____2

ji Jim

•'S

1880

10 111

12

7 ! 8 ! 9 10

1881

11

12

10

11 12

1882

Fig. 178. Graphikon der Zufluß- und Bedarfskurven.

zwecke (Jahr 1880 eingezeichnet) im August zumeist den höchsten Stand, im Dezember und Januar die niedrigste Ordinate repräsentieren; im allgemeinen wird diese Kurve eine unregelmäßige Linie, entsprechend den in den einzelnen Monaten variablen Bedarfsmengen, darstellen. Für Industriezwecke mit zumeist konstantem Wasserbezug geht die Konsumtionskurve in eine horizontale Gerade über (siehe das Jahr 1881). Die oberhalb derselben (als Ausgleichlinie gezogen) horizontal schraffierten Flächen repräsentieren die Überschußwassermengen, die unterhalb liegenden, vertikal schraffierten Flächen die durch das Reservoir zu deckenden Wasserquantitäten (Mängel). In diesem Falle würde entsprechend der größeren Fläche F der Inhalt des Stauweihers zu berechnen sein. Im 3. Beispiel (1882) ist die Einzeichnung von periodischen Wasserbedarfsmengen, z. B. für die Frühjahrs-, Sommer- und Herbstbewässerung, skizziert. In England wird nach Hawksley die Zahl der Tage 7j für welche zur Wasserversorgung ein Vorrat in dem Sammelweiher aufgespeichert werden

muß, nach der Formel T =

berechnet, wobei h die durchschnittliche jährliche Regenhöhe in Zentimeter bedeutet. Man kann ferner auch diese

1750

yj h vergleichenden Graphikons in anderer Weise, ähnlich den Massennivellements bei dem Erdbaue, konstruieren.

Es wird für die einzelnen Jahre (insbesondere auch für das trockenste, also ungünstigste Jahr) eine Art Massennivellementkurve konstruiert, wobei die negativen Aufträge den Wasserbedarf, die positiven Abträge hier die Zuflußmengen bedeuten, und ist dann entsprechend der größten innerhalb der Beobachtungsjahre resultierenden negativen Wasserbedarfsordinate der Fassungsraum des Reservoirs zu bestimmen.

Eine der übersichtlichsten graphischen Methoden ist durch das von Ingenieur Müller im Jahre 1896 publizierte Verfahren der graphischen Ermittelung des notwendigen Fassungsraumes der Stauweiher als Sammelreservoire repräsentiert.

Nach der früher besprochenen Weise werden in erster Linie die Abflußmengen für die einzelnen Monate aus den Niederschlagsmengen zu berechnen sein.

Es empfiehlt sich im Interesse möglichst großer Genauigkeit, alle zur Verfügung stehenden Beobachtungsjahre heranzuziehen, im Interesse der

=£-

^'tturve.

W'

H».

E"e,

Jl

;H

t-

10 111

12

6_

7_

'S

10

11

12'

3_

A_

_5_

K-

1 Jahr.

Fig. 180.

Fig. 179.

Sicherheit wegen jedoch mindestens das trockenste mit einigen früheren und nachfolgenden Jahren herauszugreifen. Aus den so erhaltenen monatlichen event. Quartalabflußmengen wird durch Summierung je zweier aufeinander folgender Werte eine Abflußsummenkurve konstruiert werden können. Nachdem die einzelnen Summen stets positive Werte repräsentieren, so wird die Kurve durchgehends immer ansteigen, je nach der Größe der hinzutretenden Abflußmenge entweder steiler oder sanft ansteigend. Nur in dem Falle, als in einem Monate der Niederschlag gleich Null wäre, würde die Kurve in dieser Zeitepoche horizontal verlaufen (Fig. 179 e B). Verbinden wir 2 Punkte A und B dieser Kurve durch eine gerade Linie, so wird dieselbe die mittlere Abflußlinie darstellen, also jene Gerade, welche durch Summierung der durch den Zeitraum AB — t gleichförmig abfließenden Wassermenge Q entsteht. Es wird also:

£ Qm* /Tage

25

den mittleren täglichen Abfluß darstellen.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Alle über dieser Linie A B liegenden Ordinaten cd, ef, CD etc. stellen die Größe der jeweiligen Füllung des Stauweihers dar, und wird speziell die Größe CD, in m³ ausgedrückt, den notwendigen Fassungsraum des Stauweihers darstellen, welcher notwendig wäre, um während der Zeitperiode A B das durchschnittliche Wasserquantum Q aus den Sammelbecken abzugeben. Ziehen wir an die Summenabflußkurve (Fig. 180) eine untere Tangente A Av so stellt dieselbe ebenfalls die Summenlinie des durchschnittlichen gleichförmigen Abflusses in der zwischen den 2 Berührungspunkten A und Ax gelegenen Zeitperiode dar.

Alle Teile der Summenkurve, welche steiler als diese Tangente sind, zeigen an, daß in dieser Periode die Abflußmengen größer waren als der Durchschnittswert. In jenen Strecken, welche einen geringeren Neigungswinkel gegen die Florizontale aufweisen als der Neigungswinkel der Tangente,

werden die Abflußquantitäten in der Zeiteinheit kleinere sein als der Durchschnittswert Q.

Ziehen wir an die Summenabflußkurve im höchsten Punkte B eine obere Tangente parallel zur unteren, so wird das Summenquantum in der Strecke A B, welches durch die Länge B C repräsentiert wird, einen Überschuß gegen das mittlere Abflußquantum darstellen, d. h. die Zuflußmengen werden immerzunehmen, während in der Strecke von B bis A‘ die Zuflußmengen abnehmen, also Mangel eintritt, oder mit anderen Worten: während in der Zeitperiode zwischen A und B sich der Stauweiher füllt, muß in der Periode B Ax von demselben ein Teil des Vorrates abgegeben werden, wobei dieser Vorgang bei mehrfach auf- und absteigender Kurve sich wiederholen kann und im Punkte Ax (dem unteren Tangierungspunkte) ein vollständiges Entleeren des Stauweihers eintritt.

Wird die Summenabflußkurve für eine lange Reihe von Jahren konstruiert (Fig. 181), was, wie hervorgehoben, im Interesse möglichster Ge nauigkeit notwendig ist, so wird in gleicher Weise durch Ziehen der unteren Tangente A Ax die Summenlinie des mittleren Abflusses gewonnen werden.

Der größte Abstand zwischen der oberen und unteren Tangente B C repräsentiert dann den notwendigen Fassungsraum des Stauweihers, welcher in der Lage ist, während der 11 Jahre (zwischen A und Ax) das mittlere tägliche Abflußquantum

Jahre. Fig. 181.

i0_

«•T

[A,

Cuöik - Afeterz

SQmS

/Tage

abzugeben.

Aus dieser Figur ist zu ersehen, daß der Stauweiher für eine große Zeitperiode zumeist viel größer sein muß, als für den Ausgleich eines einzelnen Jahres, welches Verhältnis durch die Differenz der Längen der Ordinaten B C gegen bc gekennzeichnet erscheint.

Alle diese Vertikalabstände zwischen der Summenabflußkurve und der mittleren Summenlinie repräsentieren in ihrer in Kubikmeter ausgedrückten Länge die jeweiligen Füllungen des Stauweihers. Nach diesen Ermittelungen gehen wir nun zur Betrachtung des Wasserbedarfs über, also zu jenem Quantum, welches entweder durch das ganze Jahr mehr oder weniger gleichförmig oder wesentlich wechselnd abgegeben werden muß.

Ich will hier von der temporären Entnahme, wie bei Bewässerungen (Frühjahrs-, Sommer- und Herbstwässerung) absehen und nur die nahezu gleichförmige Abgabe berücksichtigen, wie solche für industriellen Bedarf Tag und Nacht event. in Betracht kommt, ferner die ungleichförmige Abgabe während eines Jahres annehmen, wie solche durch den wechselnden Bedarf in den einzelnen Quartalen bei städtischen Wasserversorgungen eintritt.

a) Gleichmäßiger Konsum.

Konstruieren wir die Summenkurve des gleichförmigen Konsums bezw. der Wasserabgabe aus dem Stauweiher, so wird diese durch eine gerade Linie repräsentiert. Um diesen gleichförmigen, also mittleren Konsum mit den verfügbaren Abflußmengen in Vergleich zu setzen, verschieben wir die Summenlinie des Konsums so weit hinauf, bis dieselbe die Summenkurve des Abflusses in A bezw.

nun

I

J25 000

Btj

W-

W-

20.000

15.000

A‘ tangiert.

fium

Ziehen wir nun zu dieser unteren Tangente parallel in den Kulminationspunkten B und B‘ der einzelnen Jahre obere Tangenten, so wird der größte Wert den Vertikalabständen, also

10 000

5000

tii::

34 5 6 7(8

unter

hier B C (siehe Fig. 182), den notwendigen Fassungsraum des Stauweihers darstellen.

Als Voraussetzung für die Möglichkeit der permanenten Abgabe eines bestimmten Quantums muß die Bedingung hervorgehoben werden, daß dasselbe kleiner sein muß, als die zur Verfügung stehende mittlere Zuflußin derselben Zeiteinheit. Nehmen wir beispielsweise an, es wären dem Stauweiher gleichförmig abzugeben, also 27,4 m³

iinra

Tu

Tyr

1884

1885

11:121

Fig. 182. Gleichförmiger Konsum.

menge pro Jahr 10000 m³ aus pro Tag.

Durch die Linie M N (Fig. 182) wird die entsprechende Summenlinie der gleichförmigen Abgabe, die Konsumkurve, repräsentiert.

25*

Ziehen wir nun parallel zu MN in den Punkten A und A‘ die unteren, in den Kulminationspunkten B und B' die oberen Tangenten an die Abflußsummenkurve, so repräsentiert der größte Wert der Vertikalen (B C) den notwendigen Fassungsraum des Stauweihers (in diesem Falle also ca. 5000 m³). Dieser Wert B C ist nun von allen Tangierungspunkten B, BJf B₂ und Schnittpunkten blt b₂, b₃ dieser oberen Tangente mit der Summenabflußkurve etc. nach abwärts aufzutragen (Fig. 183 als Fortsetzung der Fig. 182 gedacht) und von den so erhaltenen Punkten C, Clt C.₂ etc. Parallelen zu M N zu ziehen, welche Linien die Summenabflußkurve natürlich nicht tangieren, außer in dem einen Pnnkt A, der dem Maximalwert des Stauweiherinhaltes entspricht, so ist nachstehendes zu ersehen: In der Zeitperiode von A bis bx ist der

n?

40.000

Stauweiher in Füllung begriffen, von bx bis B± ist er permanent gefüllt und gelangt in diesem Intervall sogar ein Q von der Größe C‘ Dx zum Überlauf

Bj

Wz

35.000

y'kim

Jf|

30.000

y,

Mz

• ML

/_

VÜkerfalL

wer

:'Z -Sä

25000

20.000

.16

B”

irr

■rrall.

IS 000

tulaU

5.

6_

18 85

8 |9 liolll [12 1 Izl3l4l5l6|yl8l9 llollTTI5 1

1886

313 |4

10 000

liolll IlZ 1

2j

sUls

7_

1891

8 9110111 12 1 3 3 4 5 re I y 11 892

8 9 WO 12 1 3

41516 _18

Fig. 183. Gleichförmiger Konsum.

Fig. 184. Schwankender Konsum.

(und zwar hier = 800 m³). Von Bx ab tritt bis zum Punkte A‘ wieder eine teilweise Entleerung ein, sodann bis b.₂ eine Anfüllung; von b.₂ bis B₂ ist der Stauweiher wieder gefüllt, wobei ein Überlauf C“ D₂ — 4100 m³ stattfindet etc.

b) Schwankender Konsum.

Während die konstante Abgabe in der Praxis höchst selten eintritt, bildet der variable Konsum die Regel.

In diesem Falle wird die Konsumsummenkurve keine gerade Linie, sondern eine verschieden gekrümmte Kurve darstellen. Wird dieselbe graphisch aufgetragen und in den gleichen Zeitordinaten hinauf verschoben, bis sie die Abflußsummenkurve in Aly A.₂, As tangiert (Fig. 184), so stellen die Ordinaten Bu C1} B₂₎ C₂, B₃, C₃ etc. die für das betreffende Jahr notwendigen Fassungsräume und die größte (B₃ Cs) den zu wählenden Fassungsraum des Stauweihers dar.

Man hat nun wieder von den B und b Punkten diesen Wert Bs Cs nach abwärts aufzutragen, also B₂C₂, BSCS) und von den Punkten C₂ Cs die Konsumkurve parallel einzuzeichnen.

Die zwischen beiden Kurven gelegenen Flächen (schraffiert) geben, wie früher, ein anschauliches Bild über die Ftillungs- und Entleerungsperioden, sowie über eventuellen Überfall (z. B. CSD).

Der größte Wert für den Fassungsraum des Stauweihers wird vor der größten Trockenheitsperiode zu finden sein, weil dort die Summenkurve des Abflusses am längsten flach verläuft und die stärker geneigte Konsumsummenkurve am meisten divergiert.

Notwendiger Fassungsraum der Stauweiher nach dem Wasserbedarf der Städte gerechnet. Behufs Bemessung des zu schaffenden notwendigen Stauraumes für Wasserversorgungszwecke ist anzuempfehlen, denselben dem Bedarf von 6 Sommermonaten entsprechend groß zu wählen. Nachdem den Erfahrungen gemäß der Bedarf eines Sommermonates 9 °/₀ des Jahresbedarfes entspricht, so wäre somit der Stauraum mit 9.6 = 54% des Jahreserfordernisses zu bemessen. Zu dem gefundenen Inhalt ist dann noch die Verdunstungsmenge der freien Wasserspiegelfläche für den gleichen Zeitraum dazu zu schlagen.

Für die Stadt Solingen (Bedarf für 100000 Einwohner) wurde auf Grund der Ergebnisse des alten Wasserwerksbetriebes nachstehende Verteilung des Wasserverbrauches bei der Versorgung aus der Sengbachtalsperre angenommen:

Januar. .    .    162000 m³,

Februar .    .    145000 „

März

. . 162000 „

Juli. .    .

August

September

Oktober .

November

Dezember

.    184000    nF,

Im Jahre 2000000 m³.

Der monatliche Verbrauch beträgt also im Sommer ca. 9 %, im Winter 7% °/₀ des Jahresbedarfes.

Im allgemeinen hat man früher für kleinere Einzugsgebiete als notwendigen Fassungsraum der Stauweiher 30—40%, bei größeren Gebieten (über 100 km¹) ca. 25 °/₀ der mittleren Jahresabflußmenge als entsprechend angesehen. Doch haben die praktischen Erfahrungen ergeben, daß mit derartig kleineren Stauweiherbecken der gewünschte Ausgleich zwischen Zu- und Abfluß nicht immer ein entsprechender war, und ist man daher jetzt bis auf 50—60 °/₀ hinaufgegangen.

Dabei darf aber nicht außer acht gelassen werden, daß zur Erzielung einer auch in der heißen Zeit niederen Temperatur des Trink Wassers im Stauweiher bei der Talsperre stets eine Wassertiefe von 10—20 m erhalten bleiben soll, daher dieser der gewählten Minimaltiefe (10 m) entsprechende Stauraum (eiserner Vorrat) dem oben ermittelten notwendigen Fassungsraum des Stauweihers zuzurechnen ist.

Nachdem wohl bei den meisten Talsperrenanlagen auch ein Hochwasserschutzraum vorgesehen werden muß, der mit 5—10 °/₀ der jährlichen Abflußmenge angeschlagen werden kann, so ist auch dieser in das Kalkül einzubeziehen.

Im nachfolgenden seien einige Stauweiheranlagen mit ihren Einzugsgebieten und ihren Beckenfassungsräumen angeführt, sowie den Prozenten dieser Stauinhalte gegenüber den mittleren Abflußmengen.

Benennung des Stauweihers:

g Einzugsgebiet

LO

td Mittlere jährl. g Abflußmengen

3: Fassungsraum des Stauweihers

3

co

Stauinhalt der mittleren Jahresabflußmenge

Möhne-Talsperre Urft-

Oker-    „

Lister-    „

Marklissa- „ Ennepe- „ Bever-Bever-

416,0    250,0

375,0    180,0

66,7

67,0

49,8

54,0

303,0    229,0

, neues Projekt......

, alte Anlage.......

Neye-Talsperre bei Remscheid......

Solingen (Sengbachtal)..........

Lingese-Talsperre............

Barmen (Herbringhausen)........

Nordhausener Sperre...........

Harzdorfer Sperre bei Reichenberg • • •

Panzer- (Lennep-) Sperre, alt.......

Panzer-Vergrößerung..........

48,0

22,0

22,0

11,6

11,8

9,0

5,5

5,7

15,9

1,4

36,0

17,5

17,5

9,2

8,5

8,0

4,4

2,4

8,1

1,2

0,63

7,8

0,12    10,0

0,30    25,0

Qsic. m<, die Ordinaten Stunden bedeuten, so erhalten wir ein <Qm3, welches dem notwendigen Reservoirfassungsraume entspricht. In nachstehender Figur

2-55

Z38

— m²

ZttO 100

Gesammte Abf/ufsdauer 81h__

Pegelstand in Meter.

„Jo' |g ^ 1° ¹ k ' 1‘ 1° ‘ 1° |!° ^ ¹ t?

AbfluFsmengen pro Secunde in Cub.Met.

tf-

iä

t.....■

TIS?.

; ts

riickgehatten durch den Ja/sp/tzer Stauneiher    I

™[(aus demselben werden 29hlang b/os Q- IS’"² äbge/afsen) :

für Qsgeund. - 30m²

^ $

dg "²-

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BVriih '■ BhAbds.

c.TWmzz 3*ts6 7%

5*35 /*

.9*35    3*

tZ*. Nachts iz\ Mittq. _12* Nachts

10. März 1888

tzh

12 *

11. März

12.März

13. März

12* Nachts

Fig. 185. Graphikon des Verlaufes des Hochwassers vom 10.—13. März 1888 in der Pegelstation Durchlaß (Mähren).

ist diese Fläche in zwei verschieden schraffierte Teile zerlegt, da hier zwei untereinander liegende Stauweiher in Betracht kommen.

Temperatur des Wassers im Hochsommer ein sogen, eiserner Vorrat im Reservoir permanent zu halten ist, daher derselbe zu dem früher gerechneten notwendigen Fassungsraume noch zuzuschlagen kommt.

Dieser Motor kann auch dazu dienen, um bei gespanntem Reservoir die Schützen selbständig zu heben oder eine Dynamomaschine zu betreiben, also die Wasserkraft in Elektrizität umzusetzen, diese in die Industriezentren weiter zu leiten und dort wieder in Licht oder Kraft umzu

Benutzung der Stauweiher zum Betriebe von Wassermotoren. Eine Turbine oder ein anderer hydraulischer Motor kann verwendet werden, um einen Teil des Wassers in ein höher gelegenes Hochreservoir (für Wasserleitung) oder zur Speisung bezw. Bewässerung höher gelegener Grundstücke zu heben.

setzen. In unserer Zeit benutzt insbesondere die Großindustrie als bewegende Kraft den Dampf, welchen sie zumeist aus Kohle erzeugt; allein diese brennbaren Mineralien stellen sich nicht mehr in dem Maße wieder her, in welchem dieselben verbraucht werden. Der mächtige Vorrat, welchen die Natur zu unserer Verfügung gestellt hat, wird gewiß wohl für die Bedürfnisse unserer Zeit genügen; man kann jedoch eine Zeitepoche voraussehen, wo dieses kostbare Hilfsmittel fehlen oder doch nicht ausreichen wird. Unter den dieselben ersetzenden Kräftemitteln nimmt jedoch unstreitig in bezug auf die Ökonomie und Allgemeinheit der Verwendung die Wasserkraft den ersten Rang ein. Mit Rücksicht auf die sehr ungleiche Verteilung der Abflußmengen während eines Jahres, andererseits auf den Umstand, daß größere natürliche Gefälle (Wasserfälle) nur vereinzelt vorzufinden sind, wird wohl auch in absehbarer Zeit die Schaffung künstlicher und permanenter Wasserkräfte durch Anlage von künstlichen Seen, von Stauweihern größter Dimension eine häufigere und allgemeinere werden, als dies bis vor wenigen Jahren der Fall war, obwohl in dieser Richtung außer Italien, Frankreich und England auch Deutschland — ein Verdienst des verstorbenen Prof. Intze — schon jetzt hervorragende diesbezügliche Bauwerke aufzuweisen hat. Diese großen Aufgaben, welche in Zukunft somit zum Teil auch den Stauweiheranlagen zufallen werden und eine häufigere Herstellung dieser Bauten gewärtigen lassen, haben mich veranlaßt, dieses Kapitel der Kulturtechnik ausführlicher zu behandeln, als dies bisher in der speziellen Literatur des Kulturingenieurs der Fall war.

F. Baudurchführung.

Mit Berücksichtigung des Umstandes, daß gerade diese Art von Wasserbauten zu den gefährlichsten und verantwortungsvollsten Werken des Ingenieurs gehören, daher ihre Durchführung seitens aller dabei beteiligten Bauorgane die größte Gewissenhaftigkeit und Genauigkeit beansprucht, sollen nun im Detail jene speziellen Baubedingungen vorgeführt werden, welche bei den vorliegenden Bauten beobachtet werden müssen; dieselben bilden eigentlich ein Kompendium der praktischen Bautätigkeit, welches in der Fachliteratur gewöhnlich nicht vertreten ist. Diese Baubedingungen beziehen sich auf die Vergebung des Baues der Stauweiher im Jaispitztale (Mähren), sind jedoch allgemein auch für alle ähnlichen Bauten anwendbar.

Spezielle Baubedingungen,

geltend für den Bau der Stauweiher im Jaispitztale (Mähren).

i. Erd- und Felsarbeiten,

a) Vorarbeiten und allgemeine Bestimmungen.

1.

Allgemeine Vorarbeiten.

Sobald die durch die Bauleitung zu bewirkende Aussteckung und Profilierung vorgenommen ist, hat der Unternehmer mit denjenigen Arbeiten zu beginnen, welche erforderlich sind, um das als Arbeitsfeld bestimmte I errain für die Ausführung der eigentlichen Erd- und Felsarbeiten herzurichten. Dieses Arbeitsfeld erscheint in den Situationsplänen mit einer violetten Linie abgegrenzt. Zu den Aussteckungen und Vermessungen hat der Unternehmer die notwendigen Arbeitsleute, Pflöcke etc. unentgeltlich beizustellen.

Bäume, Baum- und Gesträuchwurzeln, Hecken, Zäune, Bauten und Baubestandteile, sowie Schnee- und Eisanhäufungen müssen beseitigt werden. Abbruchmaterialien bleiben, insofern die Bauleitung nichts anderes über dieselben verfügt, Eigentum des Bauunternehmers.

An Abhängen sind die für die Anlage von Fahrwegen bestimmten Flächen, um das Abrutschen der angeschütteten Massen zu verhindern, aufzuhauen und mit Stufen zu versehen. Ausdehnung, Lage und Form dieser Stufen bestimmt die Bauleitung.

Von Flächen, welche für die Aushebung von Einschnitten oder für die Anschüttung von Dämmen bestimmt sind, ist, wenn dies von der Bauleitung angeordnet wird, eine Schichte urbarer Erde — wenn solche vorhanden ist — in der für jeden einzelnen Fall erforderlichen Dicke abzuheben und zu späterer Verwendung für die Verkleidung der Einschnitte und Dammböschungen seitwärts zu deponieren.

Auf Wiesenflächen ist im Erfordernisfalle die Rasendecke auszustechen und zu späterer Verwendung seitwärts zu deponieren, jedoch nur in dem Maße, als diese Verwendung stattfinden kann, ehe noch die ausgestochenen Rasen austrocknen und absterben.

§ 2.

Entwässerungen.

Quellen oder sumpfige Stellen, welche dem Bestände der Geh- oder Fahrwege gefährlich werden können, müssen durch offene oder Sickergräben abgeleitet bezw. entwässert werden.

Zum Ausbau von Sickergräben wird grobes Geschiebe oder solches Material benutzt, wie es sich bei der Aushebung von Felseinschnitten oder als Abfall in Steinbrüchen ergibt, ohne alle Bearbeitung. Die unterste Schichte des Ausbaues ist jedoch durch plattenförmige breite Steine pflasterartig zu bilden; die folgenden Schichten sind so zu legen, daß sie zusammenhängende kleine Durchlässe bilden, welche abermals mit plattenförmigen Steinen bedeckt werden, über welche sodann der Rest des Ausbaues locker aufgeschüttet wird.

In quellenreichem, schlammigem Grunde wird, um das Verschlammen zu verhindern, die unterste Schichte des Ausbaues in eine Schichte von Moos gelegt und der über derselben gebildete Durchlaß reichlich mit Moos umgeben und bedeckt und hierüber erst der Rest des Ausbaues aufgeschüttet.

Wo kein Moos zu finden ist, können Reiser von Nadelholz oder Zweige von Laubholz samt dem Laube verwendet werden.

§ 3.

Ausmaß und Berechnung von Vorarbeiten.

Alle im § 1 angeführten Vorarbeiten, soweit dieselben den Rahmen des genehmigten Projektes überschreiten, werden nach dem laufenden Meter verrechnet und bezahlt; im übrigen gelten auch hier die Bestimmungen des §13 der allgemeinen Baubedingungen.

§ 4.

Baukanzlei.

Der Unternehmer ist verpflichtet, für die Bauleitung eine eigene geräumige Baukanzlei herzustellen. Diese nur der Bauleitung zur Verfügung stehende Bauhütte muß wasserdicht gedeckt, heizbar, mit der nötigen Einrichtung versehen und so situiert sein, daß von derselben aus einerseits der Bauplatz übersehen werden kann, andererseits dieselbe außerhalb des Hochwasserrayons zu liegen kommt.

Das für die Heizung der Bauhütte erforderliche Brennmaterial hat der Unternehmer zu liefern, sowie auch für die Reinigung der Hütte zu sorgen.

§ 5.

Sicherheitsvorschriften.

Alle bestehenden Vorschriften, welche die Aufrechterhaltung der öffentlichen Sicherheit bei Bauten zum Zwecke haben, muß der Unternehmer genau beachten. Ebenso hat derselbe alle diesfalls bei der Behörde notwendigen Schritte selbst zu veranlassen.

Der Unternehmer haftet und ist auch ersatzpflichtig für jeden Schaden, welcher durch unterlassene Vorsichtsmaßregeln den Arbeitsleuten oder anderen Personen, welche den Bauplatz zu besuchen befugt sind, an ihrer Gesundheit, am Leben oder am Eigentum erwachsen sollte.

§ 6.

F unde.

Alle Gegenstände von archäologischem oder sonstigem Werte, welche bei den Bauarbeiten aufgefunden werden sollten, gehören ausschließlich dem Landesausschusse. Dieselben sind schon bei der Ausgrabung mit aller Vorsicht zu behandeln und sofort der Bauleitung in Verwahrung zu übergeben.

§ 7.

Entwässerung der Baugruben (Fundamente).

Alle aus dem Titel der Entwässerung und Trockenlegung der Baugruben erwachsenden Vorkehrungen und Arbeitsleistungen sind auf Kosten des Unternehmers und durch diesen zu besorgen.

b) Aushebung, Transport und Anschüttung.

8.

Aushebung.

Nach Aussteckung des Bauobjektes durch die Bauleitung hat der Unternehmer mit dem F undamentaushube oder der betreffenden Erd- und Felsarbeit sobald wie möglich zu beginnen.

Bei Aushebung von

Erdeinschnitten sind die bergseitigen Böschungsflächen derselben entweder durch Aufwurf eines kleinen Dammes oder durch die Ziehung eines Grabens längs der oberen Kante der Böschungen gegen den Angriff durch Wasser zu schützen.

Im Interesse des Arbeitsfortschrittes soll der Aushub der Fundamentgräben stets so eingeleitet werden, daß Wasseransammlungen daselbst nicht leicht stattfinden können oder, wenn dies der Fall sein sollte, die Trockenlegung ohne besondere Schwierigkeiten und rasch bewerkstelligt werden kann.

Einschnittsböschungen in nicht felsigem Material sind dort, wo es die Bauleitung anordnet, um die Dicke der Schichte urbarer Erde, mit welcher sie nach Vorschrift dieser Bedingungen bedeckt werden müssen, tiefer als ihr definitives Querprofil auszuheben.

Fundamentgruben für Kunstbauten, Stütz- und Futtermauern, für Steinsätze, Steinwürfe oder Hochbauten sind genau nach der von der Bauleitung anzugebenden Gestalt und den vorgeschriebenen Dimensionen und nicht eher auszuheben, als mit der Ausmauerung, Ausschlichtung oder Betonierung derselben begonnen werden kann.

Sie sind nach Erfordernis auszuzimmern, auszuschöpfen und trocken

zu halten.

Stürzen solche Fundamentgruben infolge verfrühter Aushebung, ungenügender Auszimmerung oder was immer für einer anderen Veranlassung ein, so fallen alle hierdurch veranlaßten Mehrarbeiten und Auslagen dem Unternehmer zur Last. Höhlungen oder Unregelmäßigkeiten des Bodens und der Wände, welche durch Einstürze entstehen oder von ungenauer Aushebung und schlechter Versicherung herrühren, hat der Unternehmer auf seine Kosten nach Anordnung der Bauleitung auszumauern oder mit unnachgiebigen Materialien dicht auszufüllen.

Materialgewinnungsplätze sind nach den von der Bauleitung während der Ausführung zu erteilenden speziellen Weisungen in möglichst regelmäßiger Gestalt auszuheben.

§ 9.

Verwendung der beim Baue aufgeschlossenen Baumaterialien.

Über die in der Aushebung aufgeschlossenen Materialien, welche auch zu anderen Bauzwecken als zur Dammanschüttung geeignet sind, behält sich die Bauleitung das unbeschränkte Verfügungsrecht vor und zwar sind aus diesen Materialien in erster Linie jene Arbeitsleistungen zu decken, für welche der Bezug der Steine oder sonstigen Materialien aus den Materialplätzen bezw. Steinbrüchen vorgeschrieben wird.

Ordnet die Bauleitung die teilweise Deponierung solcher Materialien für anderweitige oder spätere Bedürfnisse an, so kann der Unternehmer in diesem Falle keine weitere Entschädigung beanspruchen.

Gestattet endlich die Bauleitung dem Unternehmer die Verwendung solcher Materialien zu seinen eigenen Zwecken, das ist zu solchen Arbeiten, bei welchen ihm die Stein- oder Materialbestellung selbst obliegt, so ist er zum Ersätze des event. dadurch abgängigen Anschüttungsmateriales im gleichen Ausmaße auf seine Kosten verpflichtet.

§ io.

Anschüttung.

Die Böschungsverhältnisse aller Anschüttungen werden mit Rücksicht auf die Beschaffenheit des Materiales von seiten der Bauleitung angegeben.

Dem Unternehmer ist es in der Regel freigestellt, Dammanschüttungen mit einem Male auf ihre ganze Höhe oder auch in mehreren Schichten zu bewerkstelligen.

Gewöhnliche Anschüttungen werden in der Regel nicht gestampft.

Soweit es die Umstände gestatten, soll der Kern der Dämme aus möglichst unnachgiebigem, schwerem Material, die Außenseite derselben aus urbarer Erde gebildet werden, welche die Besämung erleichtert und beschleunigt.

Tonartige Massen, welche zu Aufblähungen und Abrutschungen der Dämme Anlaß geben können, sind, wenn deren Verwendung überhaupt nicht vermieden werden kann, im Kern der Dämme anzubringen, in Schichten festzustampfen und an allen Seiten, soweit der Frost eindringen kann, mit gutem, widerstandsfähigem und die Anpflanzung begünstigendem Material zu bedecken.

Festgefrorene Massen sind vor ihrer Verwendung in den Anschüttungen zu zerkleinern, damit sie beim Auftauen keine Bewegungen der Dämme bewirken, und sind auch dann nur an der Außenseite derselben zu lagern. Die Verwendung von Schnee- und Eismassen in den Anschüttungen ist sorgfältig zu vermeiden.

Höhere Dämme sind zur Ausgleichung späterer Senkungen mit einer Überhöhung über das definitive Niveau und mit einer Vermehrung der normalen Kronenbreite anzuschütten, welche nach der Höhe des Dammes und der Beschaffenheit des Anschüttungsmateriales bemessen und in jedem einzelnen Falle von der Bauleitung bestimmt wird.

Zur Anschüttung um Kunst- und Hochbauten ist zunächst den Widerlagern oder Mauerteilen und bis auf eine der Höhe des Bauobjektes gleiche Entfernung von demselben vorzugsweise steiniges, sandiges, überhaupt unnachgiebiges und Wasserdurchlassendes Material zu verwenden, welches für diesen Zweck aufzusparen ist.

Wo solches Material nicht zu erhalten ist, wird die Anschüttung hinter den Widerlagern in Schichten von 3 m Höhe aufgetragen und gestampft.

Wenn von der Bauleitung eine besondere Hinterfüllung mit Steinen (Steinbeugung) angeordnet wird, gelten für dieselbe die Bestimmungen über die Ausführung der Steinsätze.

um gewölbte Bauten muß hinter beiden Widerlagern angemessene Entfernung von denselben gleichmäßig begonnen und gleichmäßig aufgeführt werden.

Die Anschüttung und bis auf eine

Der Scheitel der Gewölbe soll erst dann belastet werden, wenn die Anschüttung hinter beiden Widerlagern bis auf die Hälfte der Gewölbehöhe vorgerückt ist.

Insbesondere darf das Gewölbe nicht einseitig belastet werden, sondern muß die Überschüttung nach der ganzen Länge des Objektes gleichförmig vorgenommen werden.

Anschüttungen um Hochbauten dürfen erst nach Vollendung der in der Anschüttung liegenden Hochbaukonstruktionsteile vorgenommen werden.

Bei freistehenden Mauern oder Pfeilern, die umschüttet werden, muß die Anschüttung gleichzeitig von allen Seiten erfolgen.

Überhaupt ist der Anschüttung um Kunst- und Hochbauten die größte Aufmerksamkeit zu schenken und jede einseitige Auffüllung sorgsamst zu vermeiden.

Es darf deshalb das Material in der oben angegebenen Ausdehnung auch nur mit Hand- oder Schiebkarren zugeführt werden, selbst wenn es bis in die Nähe des Bauobjektes auf irgend eine andere Weise zu liefern ist.

Für alle Beschädigungen der Bauten durch die Erdarbeiten ist der Unternehmer der letzteren haftbar.

Bei hohen Anschüttungen muß das abrollende Material auf geeignete Art zurückgehalten werden, damit es nicht außerhalb des Profiles fällt.

Materialablagerungsplätze sowie Materialdepots sind wie Dämme nach Anleitung des Planes und nach den von der Bauleitung zu erteilenden speziellen Weisungen in regelmäßiger Gestalt mit geordneten Böschungen und geebneter Krone herzustellen. Auch ist bei der Verteilung des Anschüttungsmateriales auf spätere Nutzbarmachung der Ablagerungsplätze Bedacht zu nehmen.

§ 11.

Steinsätze.

Dammkörper jeder Form und Ausdehnung, welche aus steinigem Materiale von der Hand geschlichtet werden, heißen Steinsätze.

Dieselben finden hier hauptsächlich in der Form von kleinen Talsperren zur Verbauung von Runsen etc. ihre Anwendung.

Sie werden aus ganz rohem, unbearbeitetem Steinmaterial ausgeführt.

um

Größere und kleinere Steine von unregelmäßiger Gestalt werden nach Art von Trockenmauern der ordinärsten Gattung mit dem für jeden einzelnen Fall festgesetzten Anlaufe aufgeschlichtet und die Fugen mit kleinen Steinen ausgefüllt; die Böschungsflächen werden entweder mit Erde überschüttet, das Anwachsen von Gräsern in den Fugen zu begünstigen, oder mit in den Verband des Steinsatzes eingreifenden Steinen rollsteinartig abgedeckt.

Ob eine solche Abdeckung anzuwenden ist, bestimmt die Bauleitung.

Größere und kleinere Steine sind bei der Schlichtung so zu mischen, daß keine ungleichförmigen Setzungen eintreten können.

Die Steinsätze sind entweder horizontal oder geneigt zu schlichten, je nach Anordnung der Bauleitung. Das erforderliche Material darf nicht mit den gewöhnlichen Transportmitteln direkt auf die Steinsätze gefördert, sondern muß vorher gelagert, sortiert und dann stückweise zugeführt werden.

Steinsätze müssen während des Aufbaues ihrer ganzen Länge nach stets um wenigstens 1 m höher gehalten sein als ihre Hinterfüllung; sind sie mit Trockenmauern verkleidet, so sind diese stets in gleicher Höhe mit den Steinsätzen aufzuführen.

Fundamente von Steinsätzen sind durch Sickergräben zu entwässern, deren Anlage die Bauleitung bestimmen wird; für ihre Ausführung treten die Bestimmungen des § 2 in Kraft.

§ 12.

Ausmaß und Berechnung.

Die Herstellung sämtlicher Bauarbeiten und Lieferungen, soweit dieselben bei Annahme einer Pauschalofferte den Umfang der kontraktlichen Arbeiten des Projektes nicht überschreiten, wird nach Einheitspreisen berechnet. In allen diesen Einheitspreisen ist stets die Vergütung der vollkommen hergestellten Arbeit nebst Beigabe aller hierzu nötigen Requisiten und Materialien und Herstellung aller erforderlichen Gerüste und Hilfskonstruktionen inbegriffen.

Der Kubikinhalt der Erdmassen wird durch Multiplikation des arithmetischen Mittels der Flächeninhalte zweier anliegender Querqrofile mit dem Abstand derselben erhoben, und zwar immer nach der Aushebung, nie nach der Anschüttung gerechnet.

Die Querprofile werden immer senkrecht zur Längenachse des Bauobjektes oder bei Straßenanlagen und Flußkorrektionen senkrecht zur Längen richtung aufgenommen, und es wird der Abstand der Querprofile stets in der Achse des Objektes oder bezw. der Korrektion gemessen und der weiteren Berechnung zugrunde gelegt, ohne daß der Divergenz der Querprofile bei gekrümmten Richtungsverhältnissen besonders Rechnung getragen würde.

Auf den Mehraushub, welcher event. zufolge § 8 dieser besonderen Bestimmungen behufs Humusandeckung der Einschnittsböschungen gemacht werden muß, wird keine Rücksicht genommen, ebensowenig als eine Reduktion der Einschnittsflächen wegen des Aushubes der Humusschichte, welche für die Andeckung reserviert wurde, vorgenommen wird.

Bei Fundamentgruben wird stets nur der der größten Grundfläche des Fundamentes und senkrechten Wänden entsprechende Aushub vergütet, wofern nicht in speziellen Fällen ausdrücklich durch besondere Anordnungen eine Abänderung dieser Bestimmungen getroffen wird.

Der Einheitspreis bei Erdarbeiten zerfällt in zwei Teile: in den Grundpreis und in den Transportpreis.

Die für die Erd- und Felsarbeiten angesetzten Grundpreise begreifen in sich: die Entschädigung für die Gewinnung, dann für das Auflad-en des Materiales auf die Transportmittel oder Überwerfen desselben auf 4 in Weite, für die Herstellung der regelrechten Dammanschüttung oder event. Deponierung, endlich für die Planierung sämtlicher Auf-, und Abtragsböschungen im Rohen.

Die Entschädigung für etwaige Erschwernisse, welche im Einschnittsoder Materialgrubenbetrieb durch naheliegende oder zu verlegende Straßen und sonstige Anlagen verursacht werden, ist gleichfalls in den betreffenden Grundpreisen inbegriffen.

Die Grundpreise für die Erd- und Felsarbeiten werden irn Durchschnitt der verschiedenen Bodengattungen nach dem Befund von Probegruben berechnet, welche von dem Unternehmer vor Abgabe des Angebotes besichtigt werden können.

Findet der Bewerber zu seiner Belehrung über die durchschnittliche Beschaffenheit des Grundes die Eröffnung weiterer Probegruben für nötig, so ist ihm freigestellt, solche auf seine Kosten eröffnen zu lassen.

Der Grundpreis hat als Durchschnittspreis entweder für alle Aushubarbeiten des Arbeitsfeldes oder nach den einzelnen Objekten getrennt Geltung. Im ersten Falle wird für den Fundamentaushub bei den kleineren Objekten ein besonderer Durchschnittsgrundpreis vereinbart.

Zeigt sich der auszuhebende Grund infolge wechselnder Beschaffenheit oder Zudranges von Wasser bei der Ausführung schwieriger, als sich nach dem Befunde der Probegruben erwarten ließ, so hat der Unternehmer hierfür keine Erhöhung, zeigt sich hingegen der Grund leichter, keine Erniedrigung der vereinbarten Preise zu gewärtigen.

Wenn Aushubmassen vor der Verwendung auf Anordnung der Bauleitung abgelagert, dann wieder erzeugt und verführt werden müssen, so wird die Mehrarbeit des Wiedergewinnens und Aufladens mit einem vorher zu vereinbarenden Preise pro Kubikmeter besonders berechnet.

Die Entschädigung für die Kosten des Materialtransportes vom Gewinnungsplatz bis zum Verwendungs- oder Deponierungsplatz, sowie bei eventueller Wiedererzeugung vom letzteren bis zum definitiven Ort der Verwendung, wird nach der Transporttabelle berechnet, welche für jedes Arbeitsfeld gesondert aufgestellt wird.

Bezüglich dieser Transporttabelle gelten folgende Bemerkungen:

Die Entschädigung für horizontalen Transport auf weniger als 5 m Entfernung ist in dem Grundpreise inbegriffen.

Unter „Transportweite“ wird verstanden: die gerade horizontale Entfernung der Schwerpunkte des Gewinnungs- und Verwendungsortes nach der Kubaturtabelle gerechnet, vermehrt um den Zuschlag von je 20 m für jeden Meter, um welchen der Schwerpunkt des Verwendungsortes höher liegt als der Schwerpunkt des Gewinnungsortes des Materials.

Dieser Zuschlag für Hebung findet jedoch nur in dem Falle statt, wenn die horizontale Entfernung der Schwerpunkte des Gewinnungsortes und Verwendungsortes wenigstens 15 m beträgt und überdies die Verbindungslinie dieser beiden Schwerpunkte in der Richtung des Transportes mit mehr als 5 °/₀ ansteigt.

Transportweiten, welche zwischen jene der Transporttabelle fallen, werden der ihnen zunächst liegenden Transportweite gleichgenommen.

seitlichen Materialgruben, größeren

aus

Wenn Erdmassen auf Wegen gefördert werden müssen, welche außerhalb des Arbeitsfeldes liegen (Zufuhr

Bachkorrektionen und dergl.), so wird die Transportweite bemessen vom Schwerpunkte des Abtrages bis zum Schwerpunkte des Auftrages. Der Zuschlag für Hebung wird unter denselben Modalitäten wie früher bestimmt, und wird statt der geraden horizontalen Entfernung von Schwerpunkt zu Schwerpunkt die berechnete wirkliche Distanz in Rücksicht gezogen. Die Entschädigung für das Abladen des Materials, dann für Anschaffung und Erhaltung der Transportmittel und der Transportwege ist im Transportpreise inbegriffen. Für die zur Anlage einer Dienstbahn allenfalls erforderliche Herstellung von Gerüsten, Anschüttungen, Brücken oder Aushebung von Schlitzen wird keine besondere Entschädigung geleistet.

Für den Transport von Erd- und Felsmaterial mittels Motoren hat die Transporttabelle keine Gültigkeit, sondern wird die Entschädigung von Fall zu Fall vereinbart.

Wenn sich ausnahmsweise die Notwendigkeit ergibt, geförderte Erd-und Felsmassen im Damme oder in hergestellten Mauerwerken, falls solche aus Einschnittsmateriahen hergestellt wurden, anstatt im Einschnitte zu messen, so findet eine Reduktion der im Damme bezw. in den Mauerwerken sich ergebenden Massen derart statt,

daß Felsen im angeschütteten Damm bloß mit.    .

im geschlichteten Damm mit........

in den Mauern mit............

alles übrige Material ebenfalls mit......

der aus der Damm- resp. Mauermessung sich ergebenden Quantitäten, jedoch dann mit Beibehaltung des Grundpreises, welcher für die im Einschnitte erzeugten Massen angesetzt ist, berechnet werden.

Steinsätze werden nach dem Kubikmaße der Schlichtung bezahlt.

Zu der Ausführung der Steinsätze gehört das Deponieren des Materials neben den Steinsätzen, das Aussuchen der passenden Steine, der Transport von der Deponierungs- zur Verwendungsstelle und die Handarbeit des Schlichtens.

Sollte infolge besonderer oder mangelhafter Dispositionen des Bauunternehmers der Fall Vorkommen, daß das Steinmaterial nicht sogleich vom Gewinnungsplatze zur Deponierstelle neben den Steinsatz geschafft werden kann, oder hält es der Unternehmer aus anderen Gründen für zweckmäßig, das Steinmaterial anderwärts provisorisch zu deponieren, so wird für das hierdurch notwendig werdende wiederholte Auf- und Abladen, sowie für den vermehrten Transport keine andere Entschädigung geleistet, als wenn das Material vom Gewinnungsplatze unmittelbar zur Deponierstelle neben den Steinsatz gebracht worden wäre.

Die Bearbeitung der sichtbaren Böschungen von Steinsätzen wird bei rollsteinartiger Abdeckung im Sinne des § 11 nach dem vereinbarten Preise pro Quadratmeter berechnet.

Bei Böschungen, die mit Erde überdeckt oder mit Trockenmauern verkleidet werden, wird keine Vergütung für die Bearbeitung der sichtbaren Fläche geleistet.

Der Unternehmer ist zur Nachschüttung sinkender Dämme bis zum Eintritt des vollen Gleichgewichtszustandes verpflichtet, ohne andere Vergütungen beanspruchen zu können, als ihm nach der wirklich geförderten Masse und nach den für die Materialgewinnung bestimmten Preisen zukommen.

Einschnitten und Material-Gewinnungsplätzen oder an

Für das Beseitigen von Schnee- und Eismassen, sowie für das Ableiten des Tagwassers aus Dämmen und Deponien wird keine wie immer geartete Vergütung geleistet.

Vor Beginn jeder Aushebung hat der Unternehmer alle auf die betreffenden Erd- und Felskörper bezüglichen Profile zu prüfen und, wofern er sie richtig findet, unterschriftlich als richtig anzuerkennen.

Anstände sind sofort bekannt zu geben und werden durch gemeinsame Prüfung ausgeglichen.

Unterläßt er die Bekanntgabe der Anstände, so treten die Profile der Bauleitung ohne weiteres in Kraft und stehen ihm später keinerlei Reklamationen gegen die Richtigkeit der Aufnahmen oder gegen zu geringe Anzahl der vorhandenen Profile zu.

Bei den Berechnungen von Abschlagszahlungen für Aushebungen von Einschnitten oder Materialgräben werden nicht die allenfalls durch den Vertrag bestimmten Durchschnittsgrundpreise, sondern solche Preise in Rechnung gebracht, welche der Beschaffenheit der verschiedenen Bodengattungen der jeweilig erzeugten Massen nach Ansicht der Bauleitung entsprechen.

Ebenso werden bei Abschlagszahlungen auch nur die dem jeweiligen Stande der Arbeiten entsprechenden Transportweiten bezw. Transportpreise in Rechnung gestellt.

Die Bestimmung dieser Preisansätze, sowohl für die Aushebung als Transport, für Abschlagszahlungen steht einseitig der Bauleitung zu.

Wenn aus irgend einer im Vertrage und dessen Beilagen vorgesehenen Ursache die definitive Abrechnung vor Vollendung solcher Aushebungsarbeiten, für welche ein Durchschnittsgrundpreis besteht, erfolgen muß, so wird dieser definitiven Abrechnung nicht der Durchschnittsgrundpreis, sondern ein nach der Bodenbeschaffenheit der bereits erzeugten Massen im Verhältnisse zu dem Durchschnittsgrundpreise ermittelter Preis zugrunde gelegt.

Ebenso wird bei einer solchen Abrechnung nur die aus der wirklichen Leistung ermittelte Transportweite in Rechnung gebracht.

c) Nacharbeiten.

§ 13-

ist.

Die Regulierung der Einschnittsböschungen ist vorzunehmen, sobald der betreffende Einschnitt ausgehoben und die zur Besämung der Böschungen geeignete Jahreszeit eingetreten

Alle Unregelmäßigkeiten müssen entweder durch weiteres Abgraben oder durch Nachfüllung beseitigt und Bankette, Gräben, Böschungen nach Schnur und Lehre so gerichtet werden, daß sie vollkommen flüssige Linien und Flächen bilden.

Die Wände von Einschnitten in Felsen müssen durch Nachsprengen mittels kleiner Bohrlöcher und Ladungen von den gröbsten Unregelmäßig-

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Wird nun diese dreieck-

= 81,4 m¹ 3 4 5 6 7 8 9 10.

max.

keiten und Vorsprüngen befreit werden, und sind insbesondere auch alle losen Felsstücke zu beseitigen.

Bei Anschüttungen, welche ganz oder teilweise aus gesprengtem, rohem Steinmaterial bestehen, werden die gröberen Massen desselben möglichst an der Außenseite des Dammes gelagert, nach dem für jeden einzelnen Fall bestimmten Böschungswinkel in möglichst gutem Verbände mit der Masse des Dammes aufgeschichtet und die Fugen mit Erde ausgefüllt, um das Anwachsen von Gräsern zu begünstigen.

Eventuell werden solche Anschüttungen nach Angabe der Bauleitung auch abgepflastert oder, wie die Steinsätze, rollsteinartig abgedeckt.

Die Oberfläche der Bankette auf den Fahrwegen ist mit einer Schichte Schotter oder Sand von 3—4 cm Dicke zu bedecken.

Auftrags- und, soweit es seitens der Bauleitung angeordnet wird, auch Abtragsflächen sind mit den beiseite gelegten Vorräten von urbarer Erde auf die in jedem einzelnen Falle von der Bauleitung zu bestimmende Dicke und Ausdehnung zu bedecken.

Die Oberflächen der Einschnittsböschungen, welche steiler als l¹/₂ füßig angelegt sind, müssen, sofern sie nicht Unebenheiten besitzen, welche das Abrutschen der Schichte urbarer Erde verhindern, in einer diesem Zwecke entsprechenden Weise bearbeitet werden.

Mit der Vollendung der Aushebung und mit der Planierung von Einschnitten mit steilen Böschungen, welche auf Anordnung der Bauleitung durch Flechtwerke und Pflanzungsanlagen geschützt werden müssen, ist so vorzugehen, daß unmittelbar nach der Planierung die Flechtwerke angelegt werden können.

Alle Nebenanlagen des Hauptobjektes, als: Materiallager- und Materialgewinnungsplätze, Bach- und Straßenkorrektionen etc., sind an Böschungen und Sohle etc. wie das Hauptobjekt zu behandeln.

Auch bei den Nacharbeiten ist auf die mutmaßlich noch eintretende Senkung der Dämme durch angemessene Erhöhung und Verbreiterung der Krone Rücksicht zu nehmen.

Einschnittsböschungen, welche zu Bewegungen geneigt sind, können durch Steinsätze bezw. Steinrippen geschützt und befestigt werden.

§ 14-

Ausmaß und Berechnung für Nacharbeiten.

Alle in dem § 13 angeführten Nacharbeiten, mit Ausnahme der event. herzustellenden Steinsätze, Abpflasterungen und Flechtwerke, aber inkl. des Ausbaues der Sickergräben, werden nach der kurrenten Länge verrechnet und bezahlt, und zwar wird der Berechnung ein Einheitspreis für je 100 m Länge zugrunde gelegt.

2. Stollenbauten.

§ 15-

Konstruktive Anordnung der Stollen.

Die zur Ausführung kommenden Stollenbauten sind bezüglich ihrer Anlagen und eventuellen Ausmauerung im allgemeinen nach jenen Normal-aus-

querprofilen und die Stollenstirnen nach jenen Normalstollenportalen zuführen, welche mit Rücksicht auf die mutmaßliche Gebirgsbeschaffenheit in dem Projekte aufgenommen sind.

Die Bestimmung, welche

von den verschiedenen Stollennormalprofilen bezw. Stollennormalportalen bei jedem einzelnen Stollen zur Ausführung kommen soll, erfolgt seitens der Bauleitung, jedoch erst nach Maßgabe des fortschreitenden Ausbruches der einzelnen Strecken eines jeden Stollens und der damit erzielten Erkenntnis der Gebirgsbeschaffenheit und der Erfordernisse an etwaiger Ausmauerung.

Zur Ableitung des Sickerwassers sind folgende Einrichtungen zu treffen:

a)    Im Gewölbe und in den Widerlagern sind Öffnungen von mindestens 10 cm Breite durch die ganze Mauerdicke und auf die Höhe von mindestens 30 cm anzubringen; ihre Sohlen müssen in den Widerlagern und den unteren Gewölbeteilen ein Gefälle von mindestens ¹/₁₀ erhalten und mit Zementmörtel glatt ausgestrichen werden. Lage und Zahl der Schlitze bestimmt die Bauleitung.

b)    Die Stollensohlen im Felsausbruch müssen nach den in den Normalprofilen angegebenen Gefällen von den Widerlagern gegen die Achse geebnet, Unregelmäßigkeiten, Zerklüftungen und dergl. mit hydraulischem Mörtel sorgfältig ausgeglichen werden; ebenso ist die innere, die Stollensohle bildende Leibung ausgeführter Sohlengewölbe zu behandeln, so daß die auf der Stollensohle sich sammelnden Bergwässer rasch gegen die Stollenachse und die in derselben herzustellende Wasserableitung

abfließen können.

In der Achse des Stollens wird zur Ableitung des gesammelten Wassers ein gemauerter Kanal nach dem Gefälle des Stollens ausgeführt.

An der untern Stollenstirne mündet dieser Kanal in eine Dohle (Deckeldurchlaß), deren Sohle das Gefälle des Kanales erhalten muß.

In Fällen, in welchen rücksichtlich der Entwässerung in anderer Weise verfügt werden sollte, hat sich der Unternehmer genau nach den ihm zukommenden Plänen und den Weisungen der Bauleitung zu richten und dieselben unweigerlich zur Ausführung zu bringen.

§ 16.

Arbeitsplan.

Die Wahl des Betriebssystems für den Stollen wird dem Unternehmer anheimgestellt.

Ausbruch und Einrüstung der Stollen gehen absolut auf Gefahr und Verantwortlichkeit des Unternehmers.

Er haftet unbedingt für das Gelingen dieser Arbeiten und erhält keine Entschädigung für die aus etwaigen Einbrüchen resultierenden Folgen, wie z. B. Beseitigung der eingestürzten Massen, Ersatz und Verstärkungen der Einrüstungen und dergl.

sondere

Insbesondere ist der Unternehmer auch verpflichtet, die aus solchen Einbrüchen sich ergebenden Höhlungen im Gebirge, welche das normale Profil übergreifen, ohne Entschädigung in Mörtel solid auszumauern, so daß insbe-das Stollenmauerwerk sich überall dicht an das Gebirge anschließt.

26*

Niemals dürfen zwischen dem Stollenmauerwerk und dem Gebirge Rüstungshölzer verbleiben.

§ 17-

Materialien für Stollenausmauerungen.

Die Bauleitung bestimmt, welche Materialien zu den Stollenausmauerungen verwendet und in welcher Weise sie bearbeitet werden müssen. Zu allem Stollenmauerwerk im Innern und an den Portalen ist nur hydraulischer Kalkmörtel, an nassen Stellen, sowie zum Verstreichen der Fugen dagegen Portlandzementmörtel zu verwenden. Welche Gattungen von Mauerwerk zur Ausmauerung des Stollens in Anwendung kommen, ist aus den Plänen ersichtlich.

Die Seitenwände des Entwässerungskanales erhalten in Entfernungen von 0,75 m Schlitze zur Aufnahme des Wassers.

§ 18.

Ausmaß und Berechnung.

Das Ausmaß der Stollen geschieht pro lfd. Meter.

Bei solchen Stollen, welche gemauerte Portale enthalten, werden die Portalbauten nicht zum Stollen einbezogen, sondern als eigentlicher Stollen nach Längeneinheit wird nur die innerhalb der Portalbauten liegende Stollenröhre samt dem Kanal in der Sohle des Stollens gerechnet.

Pro Stück dagegen werden gerechnet: die Portale, und zwar inbegriffen die gesamte Stirnmauerung samt Abdeckung, insoweit der betreffende Plan eine solche vorschreibt, der Entwässerungskanal — außerhalb der eigentlichen Stollenröhre bis zur Stollendohle — und die Stollendohle selbst.

¹

Retentionsreservoire.

²

Kombinierte Reservoire.

Retentionsreservoire können z. B. mit Bewässerungs- (Irrigations-) oder Industriewasserreservoiren kombiniert werden, weil bei beiden Zwecken die Trübung des Wassers ohne Belang, ja bei Irrigation sogar erwünscht ist. In einem solchen Falle muß der Fassungsraum des Stauweihers im ungünstigsten Fall gleich sein der Summe für Retentions- und Industriezwecke. In wasserreicher Gegend und Jahreszeit und insbesondere bei großen Einzugsgebieten wird es jedoch öfter genügen, den Stauweiher nur nach dem Inhalte für die Retention zu berechnen, da dieser in einem solchen Falle der weit größere ist und die jedesmalige Füllung des Stauweihers nach großem Regen sicher erwartet werden kann.

Stauweiher für Genußwasser. In neuester Zeit wird, wie im ersten Kapitel dieses Bandes (Wasserversorgungen der Ortschaften) bereits detailliert besprochen, in allen Fällen, wo Quell- oder tadelloses Grundwasser nicht in genügender Menge vorhanden ist, zu der Versorgungsart mittels Stauweiher gegriffen und diese bei freier Wahl wohl entschieden der Fluß Wasserversorgung (mit Filtration) vorgezogen.

Indem ich auf das früher Gesagte hinweise, will ich hier nur nochmals hervorheben, daß insbesondere im Hinblick auf die Erzielung einer niederen

³

Für diese ist die Berechnung des Fassungsraumes nach einer zu kon

⁴

struierenden Abflußkurve des größten beobachteten oder berechneten Hoch

⁵

wassers mit Berücksichtigung jenes sekundlichen Maximalquantums zu

⁶

berechnen, welches jederzeit in den Bach oder Fluß unterhalb abgegeben

⁷

werden kann. Ein ähnliches Beispiel ist für die Jaispitzreservoirberechnung

⁸

durchgeführt und wird auf dasselbe verwiesen. Die in Fig. 185 (Hochwassergraphikon vom 10.—13. März 1888) gezeichnete Sekundenabflußkurve, welche aus der Pegelkurve konstruiert wurde, wird durch eine horizontale Linie

⁹

O = 30 m³ abgescbnitten, welches Quantum der Bach unterhalb des Stauweihers, ohne zu exundieren, anstandslos abzuführen in der Lage ist. Am

¹⁰

März von 12 Uhr mittags bis 11. März 7 Uhr früh war das sekundliche Abflußquantum des Baches ein größeres wie 30 m³ und betrug in der 2 Stunden dauernden Kulminationsperiode Q ähnliche, schraffierte Fläche in der Weise berechnet, daß die Abszissen

3. Chaussierung von Strafsen und Wegen.

§ 19-

Art der Chaussierung.

Die Chaussierung soll bestehen:

Bei Fahrwegen, welche mit schwerem Fuhrwerk und häufig befahren werden, in einem Grundbau und in einer Beschotterung.

Bei Fahrwegen, welche nur mit leichtem Fuhrwerk und weniger stark befahren werden, in einer Schichte Beschotterung.

Bei Feldwegen in der bloßen Planierung und nur dann in einer leichten Beschotterung, wenn die Wege, welche zu ersetzen sie bestimmt sind, gleichfalls beschottert waren.

Die Dimensionen des Grundbaues und der Beschotterung richten sich in der Regel nach den berechtigten Anforderungen derjenigen, in deren Eigentum oder Fürsorge diese Straßen oder Wege übergehen sollen.

Sind die zur Durchführung vorstehender Grundsätze erforderlichen Materialien in der Gegend nicht aufzufinden, so treten an die Stelle derselben diejenigen Konstruktionssysteme und Materialien, welche bei der Anlage von Straßen- und Wegebauten der Nachbarschaft in Anwendung gebracht werden*

§ 20.

Chaussierungsmaterialien.

Die Materialien, welche bei Chaussierungsarbeiten verwendet werden, sollen aus harten Steingattungen gewählt werden, welche dem Froste und der Nässe wiederstehen und nicht leicht zerrieben werden können.

§ 21.

Grundbau.

so aus-

Der Grundbau ist so anzulegen, daß die breitere Oberfläche der hochkantig zu stellenden Steine auf den Boden kommt; auf dem Boden sind die Steine so dicht als möglich zusammenzustellen und die Zwischenräume zukeilen, daß einer innigen Verbindung derselben mit der Beschotterung nichts im Wege steht.

Zur Begrenzung des Grundbaubettes sind an den Rändern ausgesuchte, flache, mindestens 10 cm dicke Steine hochkantig zu stellen und etwas in die Planie einzugraben.

Steine, deren obere Fläche über 15 cm breit ist, sind vor der Verwendung

zu spalten.

Mit dem Stellen des Grundbaues hat der Unternehmer erst dann zu

beginnen, wenn zuvor die Planie von der Bauleitung untersucht und als vorschriftsgemäß anerkannt ist.

§ 22.

Beschotterung.

Zur Beschotterung soll in der Regel Schlägelschotter und nur dann Gruben- oder Flußschotter verwendet werden, wenn dies von der Bauleitung ausdrücklich gestattet wird.

In beiden Fällen sollen die einzelnen Steine nur so groß sein, daß sie durch eine kreisrunde Öffnung von 5 cm Durchmesser in jeder Richtung passieren können.

Ist der Gruben- oder Flußschotter nicht oder so wenig mit Lehm vermengt, daß die Beschotterung sich nicht oder erst spät zu einem Ganzen verbinden würde, so muß demselben lehmige Erde oder Straßenabraum beigemischt werden.

Aus Schlägelschotter hergestellte Straßenbahnen erhalten eine Sandüber-deckung, deren Stärke von der Beschaffenheit des Schotters abhängig ist und in jedem Falle von der Bauleitung bestimmt wird.

Reserveschotter hat der Unternehmer auf jene Plätze und in solcher Menge beizustellen, wie es von der Bauleitung verlangt wird.

§ 23.

Ausmaß und Berechnung.

pro

werdende Vermehrung des Schottermaterials während der Zeit der Haftungs

Das Ausmaß von Chaussierungsarbeiten wird nach den dem Unternehmer von der Bauleitung eingehändigten Werkplänen oder Vorschriften Kubikmeter berechnet, und wird hierbei auf eine event. notwendig

pflicht keine Rücksicht genommen.

Der Unternehmer hat dafür Sorge zu tragen, daß bei Übernahme der Arbeiten die Straßen oder Wege in dem erforderlichen Zustande sich befinden und ist die Vergütung für die interimistische Unterhaltung in den Preisen inbegriffen.

Reserveschotter wird nach Kubikmeter berechnet, zu welchem Zwecke derselbe in regelmäßigen Figuren deponiert werden muß; diese Arbeitsleistung ist im Einheitspreise inbegriffen.

Die nötigen Gewinnungsplätze zur Erzeugung geeigneter Chaussierungsmaterialien hat der Unternehmer, und zwar auf eigene Kosten, zu erwerben.

Der Einheitspreis umfaßt die Entschädigungen für alle Leistungen, welche zur vollständigen Herstellung der Chaussierungsarbeiten erforderlich sind.

4. Steinwürfe und Faschinenwerke.

§ 24.

Steinwürfe.

Zu Steinwürfen für den Schutz von Ufern und Fundamenten gegen den Angriff von Strömungen dürfen nur Steine verwendet werden, welche dem Wechsel von Nässe und Trockenheit, von Wärme und Kälte vollkommen widerstehen.

Das geringste zulässige Maß der zu verwendenden Steine wird je nach der Tiefe und Strömung der Gewässer für den einzelnen Fall von der Bauleitung bestimmt.

Wo Steinwürfe unter Wasser angebracht werden, müssen die Steine mit eisernen Stangen zurechtgelegt uud ineinandergeschlichtet werden.

Über Niederwasser werden die Steine so gelagert, daß ein guter Verband erzielt wird und daß die von der Bauleitung vorgeschriebenen Profile in kontinuierlichen Linien eingehalten werden.

Größere und kleinere Steine sind hierbei so zu ordnen, daß der Steinwurf eine möglichst dichte Masse bildet.

Die größten Steine sind nach außen zu verwenden, um dem Angriffe der Strömung kräftig zu widerstehen.

§ 25.

Flechtwerke.

Flechtwerke werden in der Regel angewendet:

a)    Zur Befestigung von nassen, zum Abrutschen geneigten Böschungen und von unfruchtbaren Flächen, an welchen Bepflanzungen ohne besondere Hilfsmittel nicht möglich sind.

b)    Zum Schutze von Bachufern und Gerinnen mit starkem Gefälle und auch von solchen Dammböschungen und anderen Flächen, welche dem Überströmen durch Hochwasser ausgesetzt sind.

c)    Zur Herstellung der Runsenverbauungen.

In allen Fällen werden Pfählchen von ungeschältem Rundholz, zugespitzt,

eingerammt.

Zwischen die Pfählchen werden Ruten von Weiden oder Erlen, ausnahmsweise auch von anderem Laubholze oder vom Nadelholz fest einge-

flochten und, nachdem dieses geschehen ist, die Pfähle bis zum oberen Rande des Flechtwerkes nachgerammt.

ge-

Auf I lächen, welche Überströmungen ausgesetzt sind, werden die hlechtwerke quer über die Richtung der Strömung auf dieselbe Weise bildet. Zwischen die Pfählchen und unter das Flechtwerk wird eine Lage von Weiden- oder Erlenreisern, die Spitzen stromabwärts gekehrt, schief in den Boden gesteckt, so daß sie durch das Flechtwerk fest niedergehalten werden. Die Reiser müssen grün und keimfähig sein, und es hat der Unternehmer die während der Haftzeit absterbenden Ruten durch frische zu ersetzen.

Bei starkem Gefälle werden mittels quer über die Sohle gezogener Flechtwerke Stufen gebildet, welche dazu dienen, die Strömung zu unterbrechen und zu mäßigen.

Zwischen die Pfählchen und unter die Geflechte kommt dann eine starke Lage Reiser, von Laub- oder von Nadelholz, die Spitzen stromabwärts gekehrt, zu liegen, eine Spreitlage, welche dazu bestimmt ist, das Auskolken der Bachsohle unterhalb des Flechtwerkes zu verhindern.

Der Fuß der Uferböschungen wird überdies entweder gleichfalls durch Flechtwerke oder durch Faschinen gesichert, welch letztere mit Pfählchen festgenagelt werden.

Zu denjenigen Flechtwerken und Faschinen, welche zur Sicherung des Fußes der Uferböschungen dienen, sind grüne, noch keimfähige Reiser zu verwenden.

Wenn die Reiser vor Ablauf der Haftfrist absterben, so sind die An-

9

lagen von dem Unternehmer durch frische zu ersetzen.

§ 26.

Versicherung der Böschungen durch Spreitlagen und Wippenröste.

die Böschung befestigt werden.

an

Die Versicherung der Böschungen des regulierten Baches mit Spreitlagen besteht aus aneinander mit dem Zopfende nach unten gelegten Faschinen von 0,15 m Durchmesser, welche durch in senkrechter Richtung auf die Faschinen in Abständen von je 1 Meter gelegte Wippen von 0,15 m Durchmesser und durch entsprechend starke Pflöcke Der Raum zwischen den Wippen wird auf der Höhe derselben mit Schotter

zwei Lagen 0,15 m starker Wippen, welche

und Erde ausgefüllt.

aus

Wippenröste bestehen kreuzweise übereinander gelegt und in derselben Lage je 1 m voneinander entfernt sind. An den Kreuzungsstellen werden die Wippen mit Draht gebunden und durch Faschinenpflöcke an die Böschung befestigt. Die Felder werden auf die ganze Rosthöhe mit Schotter und Erde ausgefüllt.

§ 27.

F aschinen.

Nadel-

der einzelnen Faschinen bestimmt je nach der Art ihrer die Bauleitung. Ist die Länge der einzelnen Faschinen größer

Faschinen werden aus starken, möglichst langen Zweigen von Weiden oder sonstigen geeigneten Laubhölzern, ausnahmsweise auch von hölzern gebildet.

Die Länge

Verwendung

als die Länge der einzelnen Zweige, so sind letztere so zu verteilen, daß ein tüchtiger Längenverband der Faschinen entsteht.

Der Durchmesser beträgt bei Legfaschinen 30—45 cm, bei Senkfaschinen 60—100 cm; die Füllung der Senkfaschinen besteht aus wenigstens faustgroßen Steinen, wo solche nicht zu finden sind, aus grobem Schotter. Die Dicke der Füllung beträgt 80—60 cm.

Die Faschinen werden in Abständen von 25—30 cm gebunden, und zwar Legfaschinen mit Weiden, Senkfaschinen mit Eisendraht von 3 mm Stärke, doppelt um die Faschinen gewunden.

Einzeln gelegte Faschinen, sowie auch Faschinenwerke werden durch entsprechend starke Faschinenpfähle, deren Dimensionen die Bauleitung von Fall zu Fall vorschreibt, an den Boden befestigt. Faschinen, welche der Wasserströmung stark ausgesetzt sind, werden durch Piloten geschützt, deren Stellung von der Bauleitung vorgeschrieben wird.

Unter Faschinenwerk wird jede Anlage verstanden, welche aus mehr als zwei übereinander gelegten Lagen von Faschinen gebildet wird.

Über die Art der Zusammensetzung größerer Faschinen werke gibt die Bauleitung die erforderliche Anleitung je nach den Verhältnissen des einzelnen Falles.

§ 28.

Ausmaß und Berechnung.

Die Steinwürfe werden nach Kubikmeter, die Flechtwerke und einzeln gelegte Faschinen inkl. der Befestigungspfähle nach laufenden Metern berechnet.

Faschinenwerke werden nach Kubikmeter berechnet.

Die sichtbare Fläche der Steinwürfe wird, soweit sie über Niederwasser liegt, mit einem besonderen Preise pro Quadratmeter vergütet.

Bei Steinwürfen unter Wasser wird, wenn möglich, der Maßgehalt der dazu verbrauchten Materialien vor der Verwendung erhoben.

Der Unternehmer hat zu diesem Zwecke entweder die gelieferten Materialien aufzuschlichten oder es wird der Maßgehalt der zum Transport derselben verwendeten Fahrzeuge erhoben und das gelieferte Material nach Ladungen berechnet.

Nähere Weisuugen erteilt die Bauleitung.

5. Pflanzungen.

§ 29.

Besämungen.

Die Böschungen von Dämmen und Einschnitten, die Böschungen, Sohlen und Kronen von Materialgewinnungs- oder Ablagerungsplätzen, insbesondere aber diejenigen Teile des Hauptobjektes und der zu demselben gehörigen Anlagen, für welche Rasenbekleidungen nicht in Anwendung gebracht werden können, weil das hierzu erforderliche Material fehlt, müssen, sobald sie reguliert und event. mit urbarer Erde bedeckt sind, mit Wiesengrassamen (Heublumen) besäet werden.

Bei Lehmeinschnittsböschungen, wo eine vollständige Andeckung mit Humus sich von vornherein als zwecklos erweist, müssen kleine Furchen in die Böschungen gehauen, diese mit Humus ausgefüllt und mit gemischtem Gras- und Hafersamen besäet werden.

§ 30.

Bepflanzungen mit Gesträuchen.

anzu-

aus-

Wenn Pflanzungen mit Gesträuchen in urbarer Erde angelegt werden, so sind die ausgehobenen Wurzelgruben nach erfolgter Einsetzung der Pflanzen mit dem aus den Wurzelgruben gewonnenen Material wieder füllen. Bei einem dem Wachstum der Pflanzen unzuträglichen Grunde müssen die Wurzelgruben so groß angelegt und mit einer solchen Erdgattung gefüllt werden, daß das Wachstum der Pflanzen gesichert ist.

Nach der Beschaffenheit des Bodens richtet sich die Gattung der zu versetzenden Pflanzen.

Was für Pflanzen und zu welcher Zeit dieselben versetzt werden sollen, bestimmt die Bauleitung.

§ 31.

Rasenbekleidungen.

Rasenbekleidungen werden, wo hierzu geeignetes Material gewonnen werden kann, je nach Anordnung der Bauleitung angewendet: zur Fassung der Stirn- und Flügeldecken und Deckschichten, sowie der Böschungskegel von Kunstbauten, zur Auslegung von Wasserrinnen, Wassergräben und Seitengräben der anzulegenden Fahrwege, wo diese im Gefälle liegen, zur Belegung der Böschungen von Bachkorrektionen und Dämmen, welche dem Bespülen durch Hochwasser ausgesetzt sind, endlich zum Schutze von Böschungen, welche aus beweglichem, feuchtem Material bestehen und zum Abrutschen geneigt sind.

Die Rasen sind in quadratischen Stücken von 30 cm Breite und mindestens 10 cm Dicke auszustechen, und zwar immer nur in Vorräten, welche aufgebraucht werden können, ehe noch die Rasen austrocknen und absterben. Sie sind, wenn sie nicht sogleich verwendet werden können, in Haufen aufzusetzen und bei trockenem Wetter durch Begießen vegetationsfähig zu erhalten.

Die Rasenstücke dienen entweder zu Flach- oder Kopfrasenbekleidungen.

Im ersten Falle werden sie auf eine gut geebnete Schichte urbarer

Erde in regelmäßigen, nach der Böschung geneigten Lagen mit wechselnden Fugen, die Wurzelseite nach unten gekehrt, angesetzt und mit 30 cm langen Pfählchen angenagelt.

Im zweiten Falle werden sie in horizontalen Lagen mit wechselnden Fugen, die Wurzelseite nach oben gekehrt, so übereinander gelegt daß ihre äußeren Kanten die Böschung bilden.

Kopfrasenbekleidungen werden nur zum Schutze von Böschungen an-Abrutschen geneigt sind.

zum

gebracht, welche

Kopf- und Flachrasenbekleidungen dürfen nur auf gutbesetztem Boden, welcher seine Festigkeit entweder im Verlaufe der Zeit oder durch starkes Stampfen erlangt hat, angelegt werden.

Ebenso ist die Verkleidung im Verhältnis des Fortschreitens und mit Rücksicht auf die herrschende Trockenheit stets hinreichend zu begießen.

§ 32.

Ausmaß und Berechnung.

Die Kosten der Besämung werden pro Quadratmeter berechnet. Rasenbekleidungen werden nach der bekleideten Fläche berechnet. Pflanzungen von Gesträuchen werden nach der Zahl der wirklich gediehenen Pflanzen berechnet.

In dem betreffenden Preise ist die Aushebung der Wurzelgruben, sowie ihre Ausfüllung mit urbarer Erde und die Lieferung der letzteren einbezogen.

6. Pflasterungsarbeiten.

§ 33.

Pflastergattungen und deren Anwendung.

Die in Anwendung kommenden Gattungen der Pflasterung sind:

a)    Pflaster von rauhen Bruchsteinen,

b)    Pflaster von Kieseln,

c)    Pflaster von Behauenen Bruchsteinen,

d)    Pflaster von Ziegeln.

Alle diese Gattungen von Pflasterungen werden entweder trocken oder in Mörtel ausgeführt.

Die Pflasterungen unterscheiden sich ferner, je nachdem sie angewendet werden für Wassergerinne oder für den Schutz von Böschungen und Ufern.

§. 34.

Pflasterungsmaterialien.

Eine unerläßliche Eigenschaft aller Pflastersteine ist die Widerstandsfähigkeit gegen die Einflüsse die Witterung bezw. ihre Frostbeständigkeit.

Pflasterziegel müssen von der härtesten Gattung sein.

Es sollen für diesen Zweck von jedem Ziegelbrande diejenigen Stücke gewählt werden, welche ohne ihre regelmäßige Gestalt verloren zu haben, bis zum Verglasen verbrannt sind.

Der Pflastersand muß frei von erdigen Teilen und grobkörnig sein, jedoch nur so weit, daß die Größe der einzelnen Sandkörner 5 mm nicht übersteigt.

Bei Pflasterungen mit behauenen Bruchsteinen oder Ziegeln ist für die Ausfüllung der Fugen feiner Sand zu wählen.

Der für Pflasterungen zu verwendende Mörtel ist Mörtel von magerem Kalk, für Pflasterungen von Wassergerinnen hydraulischer Mörtel.

Die Dimensionen der Pflasterungssteine hängen von dem Zwecke der Pflasterungen ab und werden von Fall zu Fall von der Bauleitung bestimmt.

§ 35.

Ausführung des Pflasters.

Die obere Fläche der Pflasterungen wird entweder eben oder konkav

hergestellt.

In allen Fällen muß das vorgeschriebene Profil genau eingehalten werden und sind insbesondere Kreuzungs- oder Bruchstellen der Pflasterung mit besonderer Sorgfalt und Rücksicht auf einen soliden Verband auszuführen.

a) Trockenpflaster.

Bei der Pflasterung mit rauhen Bruchsteinen zum Schutze von Böschungen und Ufern sind die einzelnen Steine so auszuwählen und an den Lager- und Stoßfugen mit dem Hammer derartig zu richten und zusammenzusetzen, daß sie eine, wenn auch rauhe, doch gleichartige Fläche bilden.

Die Gesichtsflächen der einzelnen Steine dürfen ganz unbearbeitet bleiben und vorspringende Bossen behalten, wenn dies geschickt und mit Geschmack behandelt wird.

Die Fugen sollen nicht über 20 mm weit sein und größere und kleinere Steine so abwechseln, daß eine solide Verbindung des Pflasters entsteht. Die Fugen sind mit Erde auszufüllen, um das Auswachsen derselben mit Gras zu erleichtern.

Das Auszwicken oder Ausschiefern der Fugen mit kleinen Steinen ist nicht gestattet. Pflasterungen von rauhen Bruchsteinen erhalten in der Regel keine besondere Unterlage, sondern werden mit dem Material, auf welches sie zu liegen kommen, mit dem Hammer hinterstampft.

Soweit dieses indessen ohne besondere Kosten geschehen kann, ist darauf zu sehen, daß sie mit steinigem, möglichst unnachgiebigem Material hinterfüllt werden.

Bei der Auspflasterung von Wassergerinnen mit rauhen oder behauenen Bruchsteinen oder mit Kieseln soll die Oberfläche des Pflasters möglichst

eben und ohne Vorsprünge und die Weite der Fugen nicht größer als 10 mm sein.

Das Pflaster wird etwas über seine richtige Höhe angelegt und mit einer Handramme auf die richtige Höhe festgestoßen.

von

angesetzt, jeder einzelne Stein mit dem Hammer festgeschlagen und die Fugen mit Sand ausgefüllt.

Bei der Auspflasterung von Wässergerinnen mit Ziegeln wird die Sohle vor Anlage des Pflasters fest und eben gestampft, sofort das Pflaster stehenden Ziegeln mit höhstens 10 mm weiten wechselnden Fugen

b) Mörtelpflaster.

Bei der Pflasterung in Mörtel wird auf die in allen Fällen 10 cm hohe, durch Stampfen und Begießen verdichtete Sandunterlage eine Mörtelschichte von 3 cm Dicke gebracht; auf diese werden die Steine ebenso wie bei der trockenen Pflasterung angesetzt und die Fugen dicht mit Mörtel ausgefüllt.

Die einzelnen Steine untermauerter Pflasterungen müssen durch abwechselnde Höhen in den Verband der Untermauerung eingreifen.

§ 36.

Ausmaß und Berechnung.

Pflasterungen aller Art werden nach Quadratmeter gemessen.

Zur Pflasterung gehören auch die Rand- und Saumsteine, Grat- und Kehlsteine, welche bei der Pflasterung von Rinnen, beim Zusammentreffen zweier Straßen und bei Straßenbiegungen Vorkommen.

Pflasterfassungsplatten oder Quader werden als Gegenstände der Steinmetzarbeit angesehen.

7. Maurer- und Steinmetzarbeiten,

a) Beschaffenheit der Steinmaterialien.

§ 37. _

Allgemeine Bedingungen.

Zu allen Gattungen von Maurer- und Steinmetzarbeiten dürfen nur solche Steinmaterialien verwendet werden, deren Güte und Tauglichkeit für die Art ihrer Verwendung entweder durch die Erfahrung bei anderen Bauten unter ähnlichen Verhältnissen oder durch Proben, welche von den Organen der Bauleitung vorzunehmen sind, nachgewiesen worden ist.

Sie müssen mit Rücksicht auf den Ort und die Art ihrer Verwendung nach der Qualität sorgfältig ausgewählt und sortiert werden und sollen, wenn sie im Freien oder sonstwo verwendet werden, wo sie dem Wechsel von Nässe und Trockenheit, von Wärme und Kälte ausgesetzt sind, diesem vollkommen widerstehen; wenn sie einem bedeutenden Drucke oder dem Angriffe mechanischer Kräfte zu widerstehen haben, den nötigen Grad von Widerstandsfähigkeit besitzen; wenn sie für Hochbauten verwendet werden, keine Feuchtigkeit anziehen und festhalten.

§ 38. _

Bruchsteine.

Bruchsteine sollen, wo die Umstände es nur irgend gestatten, den tieferen Schichten der Brüche entnommen und so zeitig gebrochen werden, daß sie vor ihrer Verwendung vollständig austrocknen können.

Steine, welche zu häuptigem Mauerwerk, zu Gewölben oder zu Quadern verwendet werden, müssen vollkommen gesund, frei von Stichen und Lagern und von gleichem Korne sein.

Zu Zierquadern (Gesimsen und verzierten Quaderarbeiten) werden nur Steine zugelassen, die überdies ein so feines Korn besitzen, daß eine reine und scharfkantige Bearbeitung möglich ist.

§ 39.

Mauerziegel.

Die Ziegel müssen hellklingend, hart und gleichmäßig durchgebrannt sein; sie dürfen nicht verglast sein und keine Kalkteile enthalten, welche beim Vermauern oder Einlegen in Wasser die Ziegel zersprengen. Sie müssen ebene Flächen und gut erhaltene Kanten haben.

Ziegel, welche zu Vorsatzmauerwerk bei Rohbauten verwendet werden, müssen mit besonderer Sorgfalt geformt, getrocknet und gebrannt sein. Sie müssen vollkommen ebene Flächen, nach allen Seiten rechtwinklige und scharfe Kanten besitzen und möglichst von gleicher Farbe sein.

b) Beschaffenheit, Bereifung und Verwendung der Mörtel.

§ 40.

Allgemeine Bedingung.

Unerläßliche Bedingung bei der Bereitung aller Arten von Mörteln ist, daß die zu denselben verwendeten Materialien ganz rein und im richtigen

Mengen\ erhältnisse vollständig vermischt und tüchtig durchgearbeitet werden, damit das ganze eine gleichartige Masse bilde und die einzelnen Sandkörner vollständig von dem Kalke oder sonstigen Bindemittel eingehüllt werden.

Die Behälter, Flächen und Werkzeuge, welche zur Bereitung von Mörteln dienen, müssen so beschaffen sein, daß keinerlei Verunreinigung durch Beimischung fremder Bestandteile während der Bereitung möglich ist.

zur Verwendung kommende Mörtel muß mittels Broyers um für alle Fälle eine innige und gleichförmige Mischung

Der speziell für alle Maurerarbeiten in dem Abschluß werke (Talsperre) samt seinen Objekten bereitet werden, von Sand und Kalk zu erzielen.

§ 41.

San d.

Zur Mörtelbereitung kann Flußsand oder Grubensand verwendet werden. In beiden Fällen soll er von hartem Gestein herrühren und rein von erdigen und organischen Bestandteilen sein.

Unreiner Sand muß durch Schlämmen von fremdartigen Bestandteilen befreit werden.

Sand von ungleichem, groben Korn darf nur zu Mauerwerk und Pflaster aus rauhen Bruchsteinen, zu Fundamentmauerwerk und zur Betonbereitung verwendet werden.

Für alle übrigen Mauergattungen wird Sand von feinerem Korn verlangt.

Zur Mörtelbereitung muß Sand in trockenem Zustande verwendet werden.

^ § 42.

Schotter.

müssen Richtung passieren.

Größere Steine sind durch Zerschlagen auf dieses Maß zu verkleinern. Zur Betonbereitung muß der Schotter vollkommen frei von Staub und erdigen Bestandteilen sein oder, wenn dieses nicht der Fall ist, durch Waschen ge-

Zur Betonbereitung darf nur Kleingeschläge aus harten Steingattungen und ganz gleichmäßiger, vollkommen sandfreier Gruben- oder Flußschotter verwendet werden. Im letzteren Falle müssen jedoch die einzelnen Steine wenigstens eine Bruchfläche besitzen. Die einzelnen Steine des Schotters durch eine kreisrunde Öffnung von 5 cm Durchmesser in jeder

gereinigt werden.

§ 43.

Mörtel aus fettem Kalk (Weißkalkmörtel).

Der fette Kalk muß, wenn er in einem wasserdichten Behälter mit dem l¹/₂ fachen Volumen Wasser begossen wird, aufbrausen, sich erhitzen und zu einem Brei auflösen, welcher im Wasser löslich bleibt und weder an der Luft noch unter Wasser erhärtet. In dieser Gestalt wird der fette Kalk in Gruben mit einer Schichte Sand bedeckt, wenigstens 14 Tage vor

wo er

gegossen,

der Verwendung eingesumpft bleiben muß, damit die schwer löschbaren Teile desselben Zeit haben, sich vollends abzulöschen.

Zur Bereitung des Mörtels mit fettem Kalke werden in der Regel zwei Raumteile Sand auf einen Raumteil Kalk und soviel Wasser genommen, daß der Mörtel einen Brei bildet, welcher nicht von der Schaufel abläuft.

Vorräte von Mörtel mit fettem Kalke, welche vor der Verwendung längere Zeit liegen geblieben sind, müssen ehe sie verwendet werden, neuerdings durchgearbeitet werden.

Mörtel von fettem Kalke (Weißkalkmörtel) darf übrigens nur zu Hochbauten verwendet werden.

§ 44.

Mörtel aus natürlichem, magerem Kalk.

Unter „magerem Kalk“ wird solcher Kalk verstanden, welcher aus Steinen gebrannt ist, die nebst dem kohlensauren Kalk und etwaigen neutralen Beimengungen geringerer Qualität wenigstens 10 °/₀ Silikate (Tonerde, Kieselerde) enthalten. Dieser Kalk wird auf einer geebneten und gereinigten Fläche ausgebreitet, begossen, dann sofort in Haufen zusammengezogen, so daß er sich mäßig erwärmt und in Staub zerfällt.

Wird dieses Resultat nicht auf einmal erzielt, so ist die Operation des Begießens zu wiederholen. Ist der Kalk vollständig zerfallen, so wird er durch ein Drahtsieb von den verbrannten und nicht gelöschten Stücken befreit und muß dann sofort verwendet werden. Magerer Kalk muß frisch gebrannt zur Verwendung kommen und bis zur Verwendung in Magazinen aufbewahrt werden.

Zur Bereitung des Mörtels mit magerem Kalke werden in der Regel Kalk und Sand zu gleichen Raumteilen genommen.

Der Kalk wird zuerst nach und nach mit Wasser gemengt, zu einem weichen Teige verarbeitet, sodann ein gleiches Volummen trockenen Sandes zugesetzt und von kräftigen, geübten Arbeitern tüchtig durchgearbeitet. Der fertige Mörtel mit magerem Kalk muß die Konsistenz eines steifen Breies oder Teiges haben, welches in größeren Portionen mit der Kelle gefaßt werden kann.

Zum Ausgießen von Fugen darf die Menge des Kalkes und Wassers vermehrt werden.

Mörtel mit magerem Kalk darf nur in Vorräten bereitet werden, welche an demselben Tage aufgebraucht werden können.

Mörtel aus magerem Kalk kann bei allen jenen Nebenobjekten zu den herzustellenden Mauern und Pflastern in Anwendurg gebracht werden, soweit für dieselben nicht Mörtel aus hydraulischem Kalk oder Zementmörtel vorgeschrieben ist.

§ 45.

Mörtel aus hydraulischem Kalk (Romanzement).

Bezüglich der Definition und Eigenschaften des hydraulischen Kalkes (Romanzementes) haben die vom österreichischen Ingenieur- und Architektenvereine aufgestellten Bestimmungen für die einheitliche Lieferung und Prüfung von Romanzement Geltung.

Auf der Baustelle selbst wird seitens des mährischen Landesausschusses eine Zementprüfungsstation errichtet und alle hydraulischen Bindemittel vor ihrer Verwendung einer genauen Prüfung durch die Bauleitung unterzogen werden.

Es ist seitens des Unternehmers für einen derartigen Vorrat der hydraulischen Bindemittel Sorge zu tragen, daß im Falle der Beanstandung und Ausschließung einer Partie Zement hierdurch keinerlei Störung in dem Fortschritte der Maurerarbeiten eintreten kann.

genommen.

Zur Bereitung des Mörtels mit hydraulischem Kalk werden in der Regel ein Raumteil Kalk und zwei Raumteile Sand

magerem Kalk, nur

Das Verfahren bei der Bereitung ist dasselbe wie bei dem Mörtel mit müssen diese Mörtel mit noch größerer Sorgfalt und Anstrengung durchgearbeitet werden. Fertiger hydraulischer Mörtel muß die Konsistens eines steifen Teiges haben, und nur für das Ausgießen von Fugen darf er, soweit notwendig, verdünnt werden.

in kleinen Mengen bereitet

nur

Mörtel mit hydraulischem Kalk darf werden, welche binnen der nächsten drei Stunden aufgebraucht werden können.

Hydraulischer Mörtel, auf diese Weise zubereitet und zu einem steifen Teige geballt, muß binnen 24 Stunden unter Wasser erhärten.

Mörtel mit hydraulischem Kalk kommt bei der Betonbereitung, sowie bei allen Maurer- und Pflasterarbeiten in Fundamenten, dann unter Wasser oder im nassen Boden, sowie im Stollen, endlich an allen übrigen Stellen in Anwendung, wo er von der Bauleitung speziell angeordnet wird.

Was die Zusammensetzung und Beschaffenheit des bei der Mauerung der Talsperre selbst zu verwendenden Mörtels anbelangt, so werden auf Basis der von der Bauleitung mit der gewählten Zementmarke und dem verfügbaren Sand anzustellenden Proben die Mischungsverhältnisse, Zusammensetzung und Zubereitungsweise dieses Mörtels bestimmt werden, wobei der Mörtel je nach den Proberesultaten als hydraulisches Bindemittel hydraulischen Kalk oder Portlandzement mit oder ohne Zusatz von Weißkalk erhalten kann.

Bei Ziegelmauerwerk in hydraulischem Kalk- oder Portlandzementmörtel sind die Ziegel vor ihrer Vermauerung durch längere Zeit in Wasser zu legen und beim Aufträgen neuer Mauerschichten die alte Schichte vorher gut anzufeuchten.

von

Zur Verwendung kommende Bruchsteine müssen vor der Vermauerung allen erdigen und tonigen Beimengungen befreit werden.

Eine ganz besondere Sorgfalt erfordert die Herstellung des Bruchstein-Zyklopenmauerwerkes der Talsperre.

Verzwickeln bestimmten Bruchsteine werden vor

Ist seitens der Bauleitung der aufgeschlossene Fundamentgrund als entsprechend bezeichnet worden, so werden in erster Finie die etwaigen Felsspalten mit Beton ausgegossen, die sorgfältig mit Stahldrahtbürsten und Wasser gereinigte Felsoberfläche mit einem dünnen Zementmörtelanwurf versehen und dann erst mit der Mauerung des Fundamentes begonnen. Die in der Nähe der Talsperre zu brechenden Bruchsteine werden mittels Rollbahnen auf die Baustelle geführt und dort nach der Größe sortiert; die großen Mauersteine und kleineren, zum ihrer Verwendung durch einen kräftigen Wasserstrahl (3—4 Atmosphären Druck) gut abgespült, event. mit Stahldrahtbürsten gereinigt.

Die großen Bausteine werden vom Rollwagen mittels großer Zangen gehoben, durch einen Laufkran über die Verwendungsstelle gebracht, herabgesenkt und auf das saftig mit Mörtel und Steinzwickeln vorbereitete Lager sofort definitiv aufgesetzt. — Die richtige Lage, also das eigentliche Versetzen des Steines, muß noch vor dem vollständigen Aufsitzen, also in hängender Lage bewirkt werden.

Das Mauerwerk ist streng zyklopenförmig, also ohne jede horizontale Fugenausgleichung herzustellen.

Zur Feuchthaltung des Mörtels ist insbesondere bei trockener, heißer Witterung das Mauerwerk mittels einer Druckwasserleitung zu bespritzen.

Die fallweise Bekanntgebung anderer, hier nicht angeführter, technischer Instruktionen und Normen behält sich die Oberbauleitung vor und wird der Unternehmer diesfalls durch die Bauleitung rechtzeitig in Kenntnis gesetzt werden.

§ 46.

Portland-Zementmörtel.

Auch hier gelten die vom österreichischen Ingenier- und Architektenvereine aufgestellten Bestimmungen für die einheitliche Lieferung und Prüfung von Portland-Zement.

Außer der Verfügung der Ansichtsflächen und zur Betonbereitung kann event. auch der Portland-Zement zu dem Mörtel des Talsperrenbaues verwendet werden.

§ 47.

Beton.

Beton kann in Anwendung kommen:

a)    bei Gründungen von Bauten auf unebenem oder ungleich festem Baugrunde, oder als Unterlage für Pflasterungen;

b)    bei Gründungen unter Wasser oder bei solchen Bauten, bei welchen Wasserdichtigkeit Bedingung ist.

Im ersten Falle wird zur Bereitung des Betons Mörtel aus hydraulischem Kalk, im zweiten Falle Portland-Zementmörtel und Schlägelschotter genommen. In dieser Hinsicht gelten die bereits angeführten Bestimmungen. Die Mischungsverhältnisse bestimmt die Bauleitung. Vor der Vermischung muß der Scholter von allem Staub befreit und durch Begießen mit Wasser benetzt werden. Mörtel und Schotter müssen von kräftigen, geübten Leuten so lange nach allen Richtungen durchgearbeitet werden, bis eine vollständige Mischung und Umhüllung aller Steine des Schotters mit Mörtel erfolgt ist.

Bei den sub a benannten Gründungen wird der Beton, nachdem die Baugrube geleert und gesäubert und die Erlaubnis zum Beginn der Betonierung von der Bauleitung erteilt worden ist, mit Schubkarren oder Tragkästen in Schichten von höchstens 30 cm Dicke eingebracht und mit Handrammen geebnet und festgestampft.

Bei Nachtfrösten, anhaltendem Regen muß der Beton gegen das Gefrieren, Auswaschen und bei trockenem, warmem Wetter gegen allzu rasches Trocknen geschützt werden. Bei anhaltendem Froste ist das Betonieren auf die Dauer desselben einzustellen.

Beton, welcher durch 1 rost, Regen oder Hitze gelitten hat, ist der Unternehmer verpflichtet, ohne Entschädigung zu beseitigen und durch guten zu ersetzen.

Bei Gründungen unter Wasser muß der Beton durch hölzerne Schläuche, welche bis auf die Oberfläche der zu bildenden Schichte hinabreichen, oder mittels Kästen versenkt und mit Stampfen geebnet und niedergedrückt werden.

aus-

Bei dieser Arbeit ist hauptsächlich darauf zu sehen, daß nicht beim Versenken und Festdrücken des Betons die Mörtelbestandteile desselben gewaschen werden.

Der Beton, ob mit Mörtel von hydraulischem oder Zementkalk bereitet, muß unmittelbar nach der Bereitung verwendet werden, widrigenfalls er als unbrauchbar zu beseitigen ist.

§ 48.

Veränderungen in den Mischungsverhältnissen.

Stellt sich durch die von den Organen der Bauleitung anzustellenden Mörtelproben die Notwendigkeit heraus, von den oben angegebenen Mischungsverhältnissen und Bereitungsmethoden abzuweichen, so hat der Unternehmer den diesfalls an ihn gerichteten Weisungen nachzukommen, ohne hieraus irgendwelche Ansprüche ableiten zu können.

Abänderungen in den Mischungsverhältnissen, welche vom Bauunternehmer beantragt werden, können nur mit Bewilligung der Bauleitung auf Grund vorhergegangener Versuche durchgeführt werden.

Das für die Proben erforderliche Material, sowie die Arbeitsleistung hat der Unternehmer in allen Fällen unentgeltlich zu liefern.

c) Ausführung der Maurer- und Sfeinmefzarbeiten.

§ 49.

Gattungen der Maurer- und Steinmetzarbeiten. Bei den Maurer- und Steinmetzarbeiten werden unterschieden:

a)    Maurerarbeiten, für welche die Steine nicht erst besonders und vor dem Vermauern durch Steinmetze bearbeitet werden müssen, sondern durch die Maurer selbst hergerichtet werden können. Hierher gehören Fundamentmauerwerk aus Bruchsteinen und häuptiges Mauerwerk aus unregelmäßigen Bruchsteinen. Diese Mauerwerksgattungen werden entweder trocken oder in Mörtel ausgeführt.

von

gehört alles Mauerwerk aus lagerhaften Bruchsteinen, aus Bruchsteinen in Schichten (Haustein- oder Hackelsteinmauerwerk) und das Quader

b)    Maurerarbeiten, bei welchen das Steinmaterial vor der Vermauerung Steinmetzen bearbeitet und von Maurern gesetzt wird. Hierher

mauerwerk.

c) Maurerarbeiten, welche aus Ziegelsteinen ausgeführt werden.

§ 50.

Untersuchung des Baugrundes

Mit der Ausführung aller Arten darf nicht früher begonnen werden, als nachdem der Grund, auf dem sie aus-Dritte Auflage. II. Band.    27

vor dem Beginn der Maurerarbeiten, von Steinarbeiten und Maurerarbeiten

Friedrich, Wasserbau.

geführt werden sollen, von dem bauleitenden Ingenieur untersucht und als hinreichend fest erkannt worden ist und event. nachdem die auf die Ver rechnung bezüglichen Dimensionen des Fundaments festgestellt werden (siehe auch § 45).

§ öl-

Allgemeine Vorschriften für die Ausführung von Mauerwerk.

Für die Ausführung von Mauerwerk gelten, soweit hierüber nicht schon die früheren Bestimmungen getroffen wurden, folgende allgemeine Vorschriften:

a)    Die einzelnen Steine müssen durch die ganze Dicke der Mauer in gutem horizontalen Verbände stehen, und Läufer und Binder müssen gehörig miteinander abwechseln.

b)    Bei der Vermauerung von unbearbeiteten Bruchsteinen wie von Quadern muß immer die breitere Fläche der Steine nach unten gekehrt werden.

c)    Lagerhafte unbearbeitete oder bearbeitete Bruchsteine wie auch Quader dürfen niemals auf ihr Haupt gestellt, sondern müssen immer auf ihr Lager gelegt werden.

d)    Die Lagerflächen der Schichten bei Hausteinmauerwerk wie bei Quadermauerwerk müssen durch die ganze Dicke der Mauer sich im gleichen Maße berühren, und soll das Unterlegen einzelner Steine, sowie überhaupt die Anwendung von Hilfsmitteln vermieden werden, welche ein ungleiches Zusammendrücken der Mauer herbeiführen.

e)    Mauerteile, welche unter sich Zusammenhängen, müssen, soweit es die Umstände gestatten, gleichmäßig und gleichzeitig in die Höhe geführt werden, damit die unvermeidliche Senkung eine gleichmäßige sei.

Welche Bauten und Teile von Bauten trocken und welche in Mörtel, im letzteren Falle mit welcher Gattung von Mörtel sie ausgeführt werden sollen, bestimmt die Bauleitung.

Mit der Anlage von Stütz- und Futtermauern in schwierigem Terrain darf nur in kurzen Partien vorgegangen werden, worüber die Bauleitung von Fall zu Fall die nötigen Weisungen erteilen wird.

§ 52.

Besondere Vorschriften für die Ausführung von Trockenmauerwerk.

Bei Trockenmauerwerk werden die Fugen und Zwischenräume zwischen den einzelnen Steinen im Innern des Mauerwerkes mit kleinen Steinen

ausgelegt.

Im übrigen gelten die Bestimmungen der betreffenden Mauerwerks

gattung.

§ 53.

Besondere Vorschriften für die Ausführung von Mörtelmauerwerk.

Für die Ausführung von Mörtelmauerwerk gelten folgende Vorschriften: a)|Alle Zwischenräume zwischen den einzelnen Steinen müssen vollkommen mit Mörtel ausgefüllt und die Steine innig mit dem Mörtel verbunden werden. Zu diesem Zwecke sind die Steine, ehe sie mit Mörtel in Berührung gebracht werden, von allem Staub zu befreien und sorgfältig anzunetzen.

Bei trockener und warmer Witterung müssen die angefangenen Mauerteile häufig begossen und, wenn es verlangt wird, auch bedeckt werden.

und damit das

b)    Das Behauen und Zusammenpassen der Bruchsteine und Quader darf nicht erst auf der Mauer, sondern muß vorher entweder auf dem Werkplatze oder auf dem Gerüste geschehen, damit nicht Steine, welche bereits vermauert sind, erschüttert, in ihrer Verbindung mit dem bereits anziehenden Mörtel gestört oder gelockert werden bereits hergestellte Mauerwerk nicht durch die abfallenden Steinsplitter verunreinigt werde.

c)    Bei starkem Regen müssen die angefangenen Mauerteile durch Bedecken gegen das Auswaschen des Mörtels geschützt werden. Bei Frösten muß die Ausführung des Mörtelmauerwerkes auf die Dauer derselben eingestellt werden.

Mauerteile, deren Mörtel Verbindung durch Frost, Regen oder andere Ursachen gelitten hat, hat der Unternehmer ohne Anspruch auf Entschädigung abzubrechen und neu aufzuführen.

§ 54.

Fundamentmauerwerk aus Bruchsteinen.

Bei Fundamentmauerwerk aller Nebenobjekte werden zu den unteren Schichten des Mauerwerkes die größten plattenförmigen Steine ausgewählt und die Fugen derselben derart gewechselt, daß der Druck des darauf ruhenden Mauerwerkes gleichmäßig auf die Sohle der Fundamentgrube verteilt wird.

Bei Fundamentmauerwerk in Mörtel wird die unterste Schichte in ein auf die Sohle der Baugrube auszubreitendes reichliches Mörtelbett gelegt.

Bezüglich der Ausführung des Fundamentmauerwerkes der Talsperre selbst haben nebstdem die im § 45 angeführten Bestimmungen zu gelten.

§ 55.

Häuptiges Mauerwerk aus unregelmäßigen Bruchsteinen.

Bei häuptigem Mauerwerk aus unregelmäßigen Bruchsteinen können die Lager- oder Stoßfugen im Mauerhaupt entweder in parallelseitigen oder in unregelmäßigen (Zyklopen-) Formen angeordnet werden.

Die Bearbeitung des Mauerhauptes und der Lagerflächen ist so gut, wie dies mit dem Mauerhammer geschehen kann, auszuführen.

Das Auszwicken oder Ausschiefern zu großer Fugen ist in keinem Falle

gestattet; dagegen können größere Lücken zwischen den Mauersteinen durch sorgfältig eingepaßte Schiefer ausgefüllt werden, es dürfen aber die Schiefer nicht von außen in die Fugen gesteckt, sondern müssen mit den Mauersteinen eingelegt werden und in deren Verband eingreifen. Die zulässige Größe der einzelnen Steine wird von dem bauleitenden Ingenieur von Fall zu Fall festgesetzt. Im übrigen haben für das Zyklopenmauerwerk der Talsperre selbst auch die im § 45 angeführten Bestimmungen zu gelten.

mauern

Steinen herzustellen, welche rollsteinartig in die Mauer eingreifen und im

27*

Die Deckschichten von überschütteten Stützmauern und von Futtersind aus mindestens 40 cm tiefen und mindestens 20 cm hohen

Stoße sich auf mindestens 15 cm Länge berühren. Diese Deckscharen erhalten einen Erdhaken.

Die freiliegenden Deckschichten von Stützmauern sind aus mindestens 15 cm tiefen und mindestens 25 cm hohen Durchbindern herzustellen. Die einzelnen Steine sollen zur Erzielung eines guten Verbandes zwischen Mauer und Deckschichte von ungleicher Höhe sein und vollständig in die Mauer eingreifen. In den Stoßfugen sollen sich dieselben auf die ganze Tiefe und Höhe der Steine berühren. Die obere Fläche ist rauh zu spitzen und die äußere Kante auf 3 cm Breite abzufassen; die innere Kante ist auf 15 cm Tiefe flüchtig abzuarbeiten.

In Entfernungen von 2,4 m sind größere Steine von mindestens 60 cm Länge und mindestens 40 cm Höhe zur Aufnahme der eisernen Geländersäulen anzubringen, die im übrigen wie die anschließenden Deckschichten behandelt werden.

§ 56.

Häuptiges Mauerwerk aus lagerhaften Bruchsteinen.

Bei Mauerwerk aus lagerhaften Bruchsteinen müssen die einzelnen Steine im Innern und Äußern nach der Tiefe der Mauer parallele Lagerflächen haben, und das Mauerwerk soll entweder senkrecht gegen die Lagerfläche oder entsprechend dem vorgezeichneten Maueranlauf mit Hammer und Zweispitzeisen flüchtig bearbeitet werden.

Nach der Länge der Mauer sind die einzelnen Steine entweder horizontal oder je nach der vorgezeichneten Konstruktion des Objektes ansteigend und in der Regel unter sich parallel, nach der Tiefe der Mauer jedoch stets horizontal zu versetzen.

Die unteren bearbeiteten horizontalen Lagerflächen der einzelnen Steine des Mauerhauptes müssen wenigstens zwei Dritteile, die oberen wenigstens ein Dritteil der natürlichen Lagerfläche betragen; dabei muß die untere bearbeitete Lagerfläche auf mindestens 16 cm Tiefe vom Mauerhaupt einwärts auf die ganze Länge des Steines ausgedehnt sein.

Im Innern müssen die unteren Lager ca. die Hälffe, die oberen ca. ein Viertel der natürlichen Lagerfläche betragen.

Die Weite der Lagerfugen darf nicht mehr als 12 mm betragen.

In den Stößen müssen die einzelnen Steine sich berühren und die bleibenden Öffnungen sind sorgfältig auszumauern.

Dabei dürfen im Haupte die Schiefer nicht von außen hineingesteckt, sondern sie müssen so eingelegt werden, daß sie in den Verband eingreifen.

Ausgenommen hiervon sind die Stoßfugen im Haupte, wo Lagerfugen wechseln. Diese sind stets vertikal zu bearbeiten. Es können aber hierbei Steine an ihrem oberen Lager ausgekröpft werden.

Ausgemauerte Stoßfugen im Haupte müssen stets und derart verbunden werden, daß der überbindende Stein zu beiden Seiten der Fuge noch mindestens auf 15 cm Länge auf bearbeiteten Lagern aufliegt.

Es dürfen im Mauerhaupte nur Stoßfugen und keine Lagerfugen ausgemauert werden.

Das Mauerwerk ist von 1,5 zu 1,5 m Höhe abzugleichen; zwischen diesen Mauergleichen darf die Höhe der einzelnen Steine, welche aneinander stoßen, viel variieren, daß eine Steinhöhle durch höchstens 3 Steinlage geglichen wird.

nur so

n aus

Im Mauerhaupt darf kein Stein höher sein, als die mittlere Breite seines unteren bearbeiteten Lagers beträgt.

Über die Zahl der Binder verfügt die Bauleitung bei der Ausführung.

§ 57.

Schichtenmauerwerk aus Bruchsteinen (Hausteinmauerwerk).

Für das Schichtenmauerwerk aus Bruchsteinen (Hausteinmauerwerk) sollen die einzelnen Steine am Haupte rechtwinklig, mit parallelen Lager- und Stoßfugenfläche rein bearbeitet werden. Die Schichtenhöhe darf nicht weniger als 20 cm, die Tiefe der Stoßfugenflächen nicht weniger als 15 cm, vom Haupte an gemessen, betragen.

Die Anlage der Mauerschichten nach der Tiefe geschieht sowohl bei senkrechten Mauern, als bei Mauern mit Anlauf horizontal, im ersteren Falle also rechtwinklig, im letzteren mit spitz- oder stumpfwinklig bearbeiteten Mauerhauptsteinen. Bei Mauern, welche horizontale Flächen begrenzen, sind die Schichten der Länge nach horizontal, bei solchen, welche ansteigende Flächen begrenzen, parallel mit der Steigung durchzuführen.

Die Stoßfugen der einzelnen Steine müssen im Haupt derart abwechseln, daß die Steine der einen Schichte die der anderen mindestens um 15 cm überbinden.

Auf je zwei Läufer muß wenigstens ein Binder kommen, welche mindestens 25 cm über die Breite der Läufer greift.

Wo die Höhe der Schichten verändert wird, was nur in besonderen Fällen zulässig ist, dürfen weder zwei Stoßfugen aufeinandertreffen, noch einzelne Steine ausgekröpft werden, sondern es müssen die Ungleichheiten der Schichtenhöhe durch Einsetzen eines Steines ausgeglichen werden, der die Höhe zweier Schichten hat.

Bei dieser Gattung von Mauerwerk darf die Weite der Lagerfugen höchstens 10 mm und die Weite der Stoßfugen auf mindestens 15 cm vom Haupte an höchstens 8 mm betragen.

Die Hintermauerung ist ebenfalls in Schichten auszuführen, welche mit den Vorsetzsteinen gleich hoch sind, und sollen die Lager und Stoßfugen roh gespitzt werden.

Jede Schichte muß für sich vollkommen eben abgeglichen werden.

Die beiden Lagerflächen der Hintermauerungssteine müssen mindestens in drei Viertel ihres Ausmaßes parallel zueinander, die Stoßfugen — ebenso

in drei Viertel _ senkrecht zu den Lagern sein. Im ührigen kann die Form

der Steine unregelmäßig bleiben, jedoch darf die Unregelmäßigkeit der Form den Bedingungen eines soliden Verbandes keinen Eintrag tun.

alle Steine durchaus scharfkantig sein.

Die Lücken müssen in jeder Schichte sorgfältig ausgemauert werden, ehe mit dem Versetzen der nächsten Schichte fortgefahren wird. Im Mauer haupte müssen

Der Verband der Stoßfugen ist bei der Hintermauerung derart einzuteilen, daß sich die einzelnen Steine sowohl in einer und derselben Schichte, als auch in bezug auf die vorhergehende Schichte mindestens um 25 cm übergreifen. Die kleinsten zulässigen Dimensionen der Läufer bestimmt die Bauleitung.

Die Bauleitung kann ausnahmsweise gestatten, daß die Hintermauerung einer Schichte in zwei Schichten geteilt werde.

§ 58.

Quadermauerwerk.

Für Quadermauerwerk jeder Art enthalten die Pläne die nötigen Bestimmungen hinsichtlich der Schichtenhöhe, der Gestalt und der Dimension der einzelnen Steine.

Quader, welche zur Bildung von Fundamentschichten benutzt werden, dürfen im Haupte und in jenen Flächen, welche auf dem Boden auffliegen, rauh bossiert bleiben.

Die Lagerfugenflächen von Fundamentquadern müssen gespitzt oder gekrönelt werden, so daß die Lagerfugen in vollkommen gleicher Weite, welche in gewöhnlichen Fällen höchstens 15, bei sehr starker Belastung des Mauerwerkes aber 20 mm betragen darf, durchlaufen.

Diese Vorschrift ist für Lagerfugen zwischen Quadern wie auch zwischen Quadern und geschichtetem Mauerwerk einzuhalten.

Die Weite der Stoßtugen darf sowohl bei massivem als bei Verkleidungs-Fundament-Quadermauerwerk 30 mm betragen.

Bei sonstigem Quadergemäuer muß jede Schichte für sich vollkommen eben abgeglichen werden.

Die Lagerfugenflächen werden gekrönelt oder gestockt und die Lagerfugen laufen in vollkommen gleicher Weite, welche in gewöhnlichen Fällen höchstens 8, bei sehr starker Belastung des Mauerwerkes aber 10 mm betragen darf, durch.

Die Weite der Stoßfugen darf auf 5 cm Tiefe vom Haupte an höchstens 5 mm betragen. Von jenen 5 cm an gegen den Kern der Mauer erhalten sie eine gleichmäßige Weite von 9—12 mm, um das Ausfüllen mit Mörtel zu erleichtern.

Beim reinen und verzierten Quadergemäuer werden die Stoßfugen im Haupte zusammengefügt und dürfen höchstens 3 mm Weite erhalten.

Bei Quadermauern müssen Läufer und Binder regelmäßig wechseln und die einzelnen Steine sich mindestens 25 cm überbinden. Bei Verkleidungsmauerwerk von Quadern muß auf je zwei Läufer ein Binder kommen, welcher die Hintermauerung auf wenigstens 35 cm bindet. Die Hintermauerung von Quaderverkleidungen ist wie Mauerwerk aus Bruchsteinen in Schichten mit der größten Sorgfalt und gleichmäßig mit der Quaderverkleidung aufzuführen.

Beim Versetzen von Quadern, welche eine sehr starke Belastung erhalten, sind die Lagerfugen auf 5 cm vom Haupte einwärts offen zu lassen und erst später, wenn die volle Belastung eingetreten ist, mit Mörtel auszufüllen, um das Abdrücken von Ecken und Kanten zu verhindern.

Einstückungen werden im Haupte von Quadermauern gar nicht geduldet.

Abgestoßene Ecken oder sonstige Beschädigungen müssen durch Nacharbeiten des betreffenden Steines verbessert werden.

Im Innern von

Quadermauern sind fehlende Ecken insoweit zulässig, als sie ¹/₈ der Lagerfläche des betreffenden Steines nicht übersteigen, müssen aber sorgfältig ausgemauert werden, ehe mit dem Versetzen fortgefahren wird.

Fundamentquader der unteren Schichte, insofern mehrere Fundamentquaderschichten aufeinander liegen, und die Schlußsteine je einer Quaderschichte müssen vollkantig sein.

Die Schablonen von gesimsten und sonst verzierten Quaderstücken hat der Unternehmer, ehe er mit deren Ausführung beginnt, der Genehmigung des bauleitenden Ingenieurs zu unterbreiten.

Brüstungen von Quadern werden sowohl in dem Lager als an den Stößen mit verdeckten Falzen zusammengesetzt.

Zu dem Quadermauerwerk gehören auch noch die inneren Dolendeckel. Diese sind Quader ordinärster Gattung, welche bloß am unteren Lager und an beiden Stoßflächen gespitzt, im übrigen aber mit dem Hammer auf die dem Plane entsprechenden Dimensionen gebracht werden. Die Dolendeckel werden auf ein Mörtellager gelegt und die Stoßfugen bis auf 15 cm von der Widerlagerkante weg in Mörtel gelegt, in der Mitte aber offen gelassen.

§ 59.

Mauerwerk aus Ziegeln.

Mauerziegel werden vor dem Vermauern in Wasser gelegt, so lange darin gelassen, bis keine Luftblasen mehr aus ihnen aufsteigen und sodann in regelmäßigen Schichten in doppeltem Verband mit wechselnden Fugen vermauert.

Die Weite der Fugen soll höchstens 12 mm betragen.'

Bei Ziegelmauerwerk, welches ohne Vorputz gelassen wird, sind im Gestalt und Beschaffenheit besten Ziegel zu verwenden;

Haupte immer die an bei Ziegeln, welche für solches Mauerwerk nach besonderen Formen behauen werden müssen sind die behauenen Flächen mit einem grobkörnigen Sand

stein trocken abzuschleifen.

§ 60.

Besondere Vorschriften für die Ausführung von Gewölben.

Bei allen Gewölben müssen die Lagerfugen der Länge nach paralleh durchgeführt und die Lagerflächen überall normal auf die innere Wölbungsfläche gerichtet werden.

Die Linien der Lagerfugen sind zu diesem Zwecke auf der Verschalung der Bogengerüste vorzureißen.

Die beiden Gewölbeschenkel sind bei allen Gewölben gleichzeitig und gleichmäßig von beiden Widerlagern aus aufzuführen, damit kein ungleicher Druck auf die Bodengerüste entstehe, und diese letzteren sind dem Drucke ügr Gewölbeschenkel entsprechend am Scheitel zu belasten.

den Gefällsbruchstellen von Objekten mit Teilen und bei Stufen der Fundaments- oder der

nur an

Die Widerlager sind verschieden geneigten

Kämpferflächen zu trennen und stumpf zu stoßen.

Bei Gewölben aus Bruchsteinen sind die Schlußsteine, welche stets Durchbinder sein müssen, erst nachdem beide Gewölbeschenkel von beiden Seiten bis zum Schlüsse aufgeführt sind, genau auf das Maß zu bearbeiten und mit der Handramme einzutreiben, bis das Gewölbe seine vollständige Spannung erhalten hat und das Bogengerüste entlastet ist.

Die einzelnen Gewölbesteine dürfen keinesfalls über die Gewölbeauf-mauerung vorstehen und müssen daher, wenn sie länger sind, noch vor dem Versetzen abgeköpft werden.

§ 61.

Gewölbe aus lagerhaften Bruchsteinen.

Gewölbe aus lagerhaften Bruchsteinen werden aus mit dem Hammer und Zweispitz keilförmig bearbeiteten Steinen hergestellt.

Bezüglich des Verbandes, der Bearbeitung der Steine und der Weite der Lagerfugen gelten die vorerwähnten Vorschriften, insofern dieselben nicht durch die nachstehenden Bestimmungen abgeändert werden.

Ausschieferungen sind in den Gewölbeflächen unzulässig.

Die Lagerflächen sollen bis auf mindestens drei Viertel der ganzen Breite des Steines ohne erhebliche Höhlungen oder Vertiefungen sein.

Die Versetzsteine müssen nach der Tiefe des Gewölbes mindestens das l¹/₂fache Maß der Dicke des Steines haben.

Die erforderliche Anzahl der Durchbinder bestimmt die Bauleitung.

Nach je drei oder vier Schichten ist eine durchlaufende ebene Fläche normal zur inneren Gewölbefläche und mit der unteren Kante parallel zur Gewölbeachse herzustellen.

Dieselbe Ausgleichung soll bei beiden Gewölbeschenkeln in annähernd gleichen Abständen von der Widerlagerkante gehalten werden.

Nach Schließung des Gewölbes sind die Fugen noch mit flüssigem, hydraulischem oder magerem Mörtel auszugießen.

§ 62.

Gewölbe aus bearbeiteten Bruchsteinen.

Bei Gewölben aus bearbeiteten Bruchsteinen (Hausteinen oder Quadern) sind die einzelnen Steine nach dem Fugenschnitt keilförmig zu bearbeiten.

Hinsichtlich der Vermauerung, des Verbandes und der Fugen weite gelten bei Gewölben aus Schichtenmauersteinen die Vorschriften der §§ 51, 53 und 57, bei Gewölben aus Quadern die Vorschriften der §§ 51, 53 und 58.

Beim Versetzen aller Gewölbesteine in Gewölben von größeren Spannweiten sind die Lagerfugen auf 5 cm Tiefe von der Leibung einwärts offen zu lassen und erst später mit Mörtel auszufüllen, wenn das Gewölbe seine vollständige Senkung erlitten hat, um das Abdrücken von Ecken und Kanten in der Leibung zu verhindern.

Die erforderliche Anzahl der Durchbinder bestimmt die Bauleitung.

Die Gewölbestirnsteine sind mit sogen. Haken in das anschließende Stirnmauerwerk eingreifend herzustellen.

Ausnahmen hiervon bestimmt die Bauleitung.

§ 63.

Gewölbe aus Mauerziegeln.

messenden Anzahl von

Gewölbe aus Mauerziegeln bestehen in einer nach ihrer Dicke zu be-konzentrischen Ringen, deren Dicke im einzelnen der 1- oder l¹^ fachen Länge eines Mauerziegels gleichkommt.

in gewissen Entfernungen die Gewölbefugen sämtlicher Ringe aufeinander treffen. Diese Stellen sind

Die Schichten der einzelnen Ringe werden im einfachen Verbände an-gelegt und die Weite der Gewölbefugen muß in allen einzelnen Ringen gleich sein, so daß nur

zur Herstellung eines Verbandes durch die ganze Gewölbedicke zu benutzen, indem eine aus vier Ziegelschichten im doppelten Verbände vermauerte, gemeinschaftliche Gewölbeschichte angelegt und auf dieser sofort wieder mit den einzelnen Ringen fortgefahren wird.

§ 64.

Aufmauerung (Nachmauerung) der Gewölbe.

Sobald die Gewölbe geschlossen sind, werden die Bogengerüste etwas gelüftet und die Gewölbe einige Tage lang sich selbst überlassen, damit die unvermeidliche Senkung und Zusammendrückung in den Fugen eintreten kann. Ist dies geschehen, so werden sie in der in den Arbeitsrissen bestimmten Weise mit rauhen Bruchsteinen oder ordinären Mauerziegeln von beiden Seiten gleichzeitig aufgemauert. Die nach beiden Seiten geneigten Oberflächen der Aufmauerung werden sodann im Sinne des § 65 abgedeckt.

Erst wenn die Aufmauerung vollendet ist, können die Bogengerüste ganz entfernt werden.

§ 65.

Abdeckung der Gewölbe.

Die Gewölbe müssen mit einem Überguß aus hydraulischem Mörtel oder Asphalt von der durch den bauleitenden Ingenieur in jedem besonderen Falle zu bestimmenden Art und der vorgeschriebenen Stärke be

deckt werden.

Dieser Überguß ist erst nach Entfernung des Lehrgerüstes und nach vollkommener Setzung des Gewölbes herzustellen. Ehe man den Mörtel anwendet, müssen die Fugen des Mauerwerkes vollständig freigelegt und seine Oberfläche gänzlich gereinigt werden, und zwar mittels eines Besens aus Eisendraht und durch Abspülung mit einer reichlichen Quantität Wasser.

Dicke

Nachdem die Oberfläche des Gewölbes gereinigt ist und bevor sie alle Feuchtigkeit verloren hat, muß die Mörtelschichte in ihrer ganzen (6—10 cm) nach Vorschrift der Bauleitung aufgetragen werden.

zusammen

Man preßt dieselbe mit flachen hölzernen Streichbrettern stark und glättet sie wiederholt mit der Mauerkelle.

Hierbei füllt man alle sich bildenden Risse sorgfältig aus.

seiner

Diese Arbeit wird am nächsten Tage neuerdings aufgenommen und so oft wiederholt, als notwendig ist, damit der Überguß des Gewölbes bei vollständigen Erhärtung keine Spur von Spalten oder Rissen zeige.

§ 66.

Bearbeitung des Mauerhauptes.

Über die Art der Bearbeitung des Mauerhauptes, das ist der sichtbaren Flächen bei Maurer- und Steinmetzarbeiten, gelten folgende Regeln, über deren Anwendung im einzelnen Fall die Bauleitung das Nötige vorschreibt,

a) Bei Mauerwerk aus unregelmäßigen und lagerhaften Bruchsteinen, trocken oder in Mörtel, müssen die Kanten der Häupter der einzelnen Steine mit dem Maurerhammer sauber und flüchtig beschlagen werden.

An den Flächen der Häupter bleiben entweder die Bruchflächen der Steine als Bossen stehen, deren Vorsprünge annähernd gleich sein müssen und nicht abgespitzt, sondern mit dem Hammer abgeschlagen werden, oder es werden die Häupter rauh gespitzt. Die Fugen der Mörtelmauern werden von außen mit Portland-Zementmörtel verstrichen.

b)    Bei Schichtenmauerwerk aus Bruchsteinen in Mörtel werden die Häupter der einzelnen Steine zwischen scharf abgegrenzten und in allen Schichten gleich breiten Schlägen reinlich gespitzt, gekrönelt oder gestockt.

Die Breite der Schläge darf nicht mehr als ein Zehntel der durchschnittlichen Höhe der Steine betragen, die Fugen werden mit Zementmörtel sauber ausgefüllt und verstrichen.

c)    Bei Mauerwerk aus Quadern, trocken oder in Mörtel, werden die Häupter der einzelnen Steine, wenn sie mit Mauerwerk nach §§ 55, 56, 57 und 59 in Verbindung stehen, entweder nach den sub a gegebenen jeweiligen Vorschriften behandelt, oder sie werden zwischen Schlägen gespitzt und gestockt, oder sie erhalten Bossen zwischen Schlägen.

Für die Behandlung der Bossen und die Breite der Schläge gelten die sub a und b gegebenen Vorschriften.

Die Fugen werden mit Zementmörtel sauber ausgefüllt und ver

strichen.

d)    Bei Mauerwerk bloß aus Quadern und bei Zierstücken werden die Häupter entweder nach der sub c gegebenen Vorschrift behandelt, oder sie erhalten künstliche Bossen zwischen Schlägen, deren Form und Dimensionen in den Arbeitsrissen bestimmt werden, oder sie werden auch ganz glatt aufgeschlagen oder geschliffen. Die Fugen bleiben entweder auf 3 mm Tiefe offen oder sie werden sauber verstrichen.

e)    Bei Mauerwerk aus Ziegeln werden die Fugen desselben mit hydraulischem oder Zementmörtel sorgfältig verstrichen.

f)    Innere Mauerflächen bei Brücken oder Durchlässen erhalten in der Regel kleine Bossen.

g)    Die Gewölbeleibungsflächen aus Stein und aus Ziegeln werden nach den sub a, b, c, d und e gegebenen Vorschriften behandelt. Sie erhalten nie Bossen.

Der Unternehmer ist verpflichtet, die sichtbaren Flächen der vollendeten Mauer- und Steinmetzarbeiten nochmals zu überarbeiten, die Löcher der Gerüsthölzer so zu vermauern, daß sie dem Auge nicht bemerkbar sind, und Flecken von Mörtel und andere Unreinlichkeiten nötigenfalls unter Anwendung chemischer Mittel zu entfernen. Die Fugen müssen

vor dem Verstreichen auf 2—3 werden.

Tiefe ausgekratzt, gereinigt und benetzt

cm

an-

Bei Ziegelrohbau darf bei der Nachbearbeitung resp. dem Reinigen in keinem Falle die durch das Brennen hervorgebrachte Glasur der Ziegel gegriffen werden.

Bei Quader- und Ziegelmauerwerk bleibt der Fugenmörtel 3 mm hinter den Häuptern der Steine zurück und wird in dieser Tiefe festgestrichen.

Bei den übrigen Mauerwerksgattungen aber wird der Fugenmörtel über das Haupt vorspringend in gleicher Breite aufgetragen, dann mit der Kelle fest in die Fugen eingedrückt, ausgestrichen und geglättet.

Beim Verbrämen dürfen jedoch keine scharfen Kanten oder künstliche t ugen mit dem Fugenmörtel hergestellt werden, auch müssen beim Verstreichen der Fugen die Häupter der Steine rein erhalten werden.

§ 67.

Anpassen und Befestigen von Eisenteilen.

an-

Überall, wo zur Verstärkung des Verbandes von Mauerwerk Eisen gewendet oder Guß- oder Schmiedeeisenteile mit der Mauer in Verbindung gebracht werden, ist der Unternehmer verpflichtet, dieselben ohne besondere Entschädigung einzulassen, einzubohren, in Mörtel einzulegen oder einzugießen; ebenso diejenigen Eisenteile, welche dazu dienen, andere Arbeiten an Mauerwerk und Steinmetzarbeiten zu befestigen.

Müssen Eisenteile, welche an Mauerwerk anzupassen sind, mit Schwefel oder Blei eingegossen werden, so werden die hierzu verwendeten Materialien nicht besonders vergütet, sondern ist in dem Preise auch die Montierung jedesmal inbegriffen.

d) Ausmaß und Berechnung.

§ 68.

Ausmaß und Berechnung.

Gelieferte Steine, Schotter, Sand, Kalk, Betonmauerwerk werden nach Kubikmeter gemessen und berechnet, und zwar:

Bei Mauerwerk nach §§ 47, 52, 54—59 durch direktes Ausmaß der Dimensionen der hergestellten Arbeiten, bei Gewölben aber dadurch, daß die Mittellinie zwischen der äußeren und inneren Gewölbelinie mit dem arithmetischen Mittel zwischen der Gewölbedicke am Schluß und am Widerlager und der so erhaltene Querschnitt mit der Länge des Gewölbes multipliziert werden.

Bei einzelnen Quadern von nicht einfach parellelepipedischer Gestalt wird der kubische Gehalt nach dem Gehalte des kleinsten Parallelepipedes bestimmt, innerhalb dessen der betreffende Stein verzeichnet werden kann.

Ausnahmen von diesen Bestimmungen finden bei größeren Quaderstücken statt, auf deren Gestalt schon beim Brechen Rücksicht genommen werden kann, wie beispielsweise bei runden Vorköpfen an Brückenpfeilern.

Bei keiner Art von Quadern wird ein Bruchzoll im Ausmaße berücksichtigt. Die Entschädigung für die im § 30 vorgeschriebene Behandlung des Mauerhauptes ist in dem Preise der verschiedenen Mauerwerksgattungen in

begriffen und es wird für die Bearbeitung der sichtbaren Flächen und das Verfugen des Mauerwerkes keinerlei separate Vergütung geleistet.

Die Abdeckung der Gewölbe wird pro Quadratmeter berechnet.

Für das Anarbeiten der Hacken an die Gewölbestirnsteine wird keine besondere Entschädigung in Anrechnung gebracht; ebenso wird für das Kubikmaß der Mauerwerksbossen keine Vergütung geleistet.

Sickerschlitze in Mörtelmauern sind ohne besondere Vergütung nach Anordnung der Bauleitung auszuführen und mit hydraulischem Mörtel auszustreichen.

Ein Abzug des Mauerwerkes für diese Öffnungen findet nicht statt.

Deckschichten bei Stütz- und Futtermauern werden in das Ausmaß der Mauern einbezogen; für die erschwerte Bearbeitung wird eine Entschädigung pro lfd. Meter Deckschichte geleistet.

In den betreffenden Preisen ist bei freiliegenden Deckschichten von Stützmauern die Entschädigung für die Lieferung größerer Steine in bestimmten Entfernungen zur Aufnahme der eisernen Geländersäulen inbegriffen.

Gelieferte Materialien zum Vergießen von Eisenarbeiten (Schwefel und Blei) werden nicht berechnet, sondern sind in dem Preise für Lieferung und Montierung inbegriffen.

8. Zimmerarbeiten.

§ 69.

Zimmerholzgattungen.

die Weißtanne die Eiche die Rotbuche

Zu den verschiedenen Baukonstruktionsteilen sollen in der Regel nur folgende Holzgattuugen verwendet werden: die Lärche die Föhre (Kiefer),

Die Rottanne,

§ 70.

Beschaffenheit und Bedingungen der Verwendung der Zimmerhölzer.

Alle zu Zimmerarbeiten bestimmten Hölzer müssen gerade gewachsen, vollkommen gesund und fehlerfrei sein. Sie müssen, sofern sie nicht zu Hilfskonstruktionen, Gerüsten und dergl., oder unter Wasser verwendet werden, in hohen, trockenen Lagen und nicht in fetten, nassen Gründen aufgewachsen und in der Jahreszeit geschlagen sein, in welcher kein Safttrieb stattfindet. Sie müssen, wenn sie zu definitiven Konstruktionen außer Wasser angewendet werden sollen, mindestens ein Jahr vor ihrer Verwendung geschlagen und gehörig ausgetrocknet sein.

Vorräte von rohen oder zugerichteten Bauhölzern werden auf Unterlagen, welche sie von der Bodenfeuchtigkeit isolieren, mit zwischengelegten Holzstücken so aufgerichtet, daß sie überall von der Luft bestrichen werden können; durch Bedecken sind sie vor Sonne und Regen zu schützen.

Eichenhölzer, sofern sie nicht zu Hilfskonstruktionen oder unter Wasser verwendet werden, müssen, sobald sie gefällt sind, auf die erforderlichen Maße roh zugerichtet und, wo sich Gelegenheit hierzu bietet, je nach ihrer

Stärke auf zwei oder mehrere Wochen in Wasser gelegt werden,

um durch

Entziehen des Geibstoffes das Austrocknen derselben zu beschleunigen.

nur unter

Rotbuchenhölzer dürfen nur unter Wasser oder zu Hilfskonstruktionen in ihrem natürlichen Zustande, in allen anderen Verhältnissen aber der Bedingung verwendet werden, daß sie nach einem von der Bauleitung gut geheißenen Verfahren präpariert und dadurch gegen Fäulnis und Wurmfraß geschützt werden.

Alle zu definitiven Konstruktionen außer dem Wasser bestimmten Zimmerhölzer müssen vom Splint befreit werden.

§ 71. .

Bearbeitung der Zimmerhölzer.

Die zur Verwendung kommenden Zimmerhölzer müssen die in den Plänen vorgeschriebenen Dimensionen nach allen Richtuugen besitzen.

Für Baugerüste aller Art, welche nur für vorübergehende Zwecke errichtet werden, können Rundhölzer oder roh beschlagene oder gesägte Hölzer verwendet werden, wobei auf das Vorhandensein der im vorstehenden Paragraphen geforderten Eigenschaften nur insoweit gesehen wird, als die Solidität der Gerüste dieses notwendig macht.

Die Zimmerhölzer für Bogenrüstungen zu kleinen Gewölben, dann Leitpfähle und Zangen für Spundwände, endlich Spundplanken müssen sauber beschlagen oder gesägt sein.

Die Zimmerhölzer zu größeren Gewölben sowie für definitives Zimmerwerk, welches dem Auge entzogen wird, müssen genau auf die in den Werkrissen angegebenen Maße rechtwinklig und flüchtig behauen und gesägt sein. Fehlende Kanten werden nur mit den von der Bauleitung festzusetzenden

Beschränkungen gestattet.

von der Rinde und allen Unebenheiten

Zu Tragpfählen für Pfahlgründungen sind vorzugsweise gesunde und gerade gewachsene Rundhölzer, befreit, zu verwenden.

Die Hölzer für sichtbares definitives Zimmerwerk, dann für Röste, Plankenböden, Wände und Böden von Senkkästen müssen vollkommen rein, ohne auffallende Äste und Risse und überall vollkantig sein. Sie werden an ihren sichtbar bleibenden Flächen gehobelt.

Verzahnte Balken müssen beim Einschneiden der Zähne aufgebogen

werden, damit sie sich, die Horizontale senken.

Der Biegungspfeil beträgt für mäßige Belastungen 0,01, für starke Belastungen 0,02 der Länge.

Die Schablonen von Gesimsen und ausgeschnittenen Holzteilen hat der Unternehmer in natürlicher Größe aufzuzeichnen und, ehe er mit der Bearbeitung derselben beginnt, der Genehmigung der Bauleitung zu unterstellen.

wenn

sie ihre Belastung empfangen haben, nicht unter

§ 72.

Ausführung des Zimmerwerkes im allgemeinen. Zimmerwerke aller Art müssen auf gehörig geebneten Werkplätzen, Röste und Plankenböden, Böden und Wände von Senkkästen, Bogenrüstungen

begriffen und es wird für die Bearbeitung der sichtbaren Flächen und das Verfugen des Mauerwerkes keinerlei separate Vergütung geleistet.

Die Abdeckung der Gewölbe wird pro Quadratmeter berechnet.

Für das Anarbeiten der Hacken an die Gewölbestirnsteine wird keine besondere Entschädigung in Anrechnung gebracht; ebenso wird für das Kubikmaß der Mauerwerksbossen keine Vergütung geleistet.

Sickerschlitze in Mörtelmauern sind ohne besondere Vergütung nach Anordnung der Bauleitung auszuführen und mit hydraulischem Mörtel auszustreichen.

Ein Abzug des Mauerwerkes für diese Öffnungen findet nicht statt. Deckschichten bei Stütz- und Futtermauern werden in das Ausmaß der

Mauern einbezogen; für die erschwerte Bearbeitung wird eine Entschädigung pro lfd. Meter Deckschichte geleistet.

In den betreffenden Preisen ist bei freiliegenden Deckschichten von Stützmauern die Entschädigung für die Lieferung größerer Steine in bestimmten Entfernungen zur Aufnahme der eisernen Geländersäulen inbegriffen.

Gelieferte Materialien zum Vergießen von Eisenarbeiten (Schwefel und Blei) werden nicht berechnet, sondern sind in dem Preise für Lieferung und Montierung inbegriffen.

8. Zimmerarbeiten.

§ 69.

Zimmerholzgattungen.

die Weißtanne die Eiche die Rotbuche

Zu den verschiedenen Baukonstruktionsteilen sollen in der Regel nur folgende Holzgattuugen verwendet werden: die Lärche die Föhre (Kiefer),

Die Rottanne,

§ 70.

Beschaffenheit und Bedingungen der Verwendung der Zimmerhölzer.

Alle zu Zimmerarbeiten bestimmten Hölzer müssen gerade gewachsen, vollkommen gesund und fehlerfrei sein. Sie müssen, sofern sie nicht zu Hilfskonstruktionen, Gerüsten und dergl., oder unter Wasser verwendet werden, in hohen, trockenen Lagen und nicht in fetten, nassen Gründen aufgewachsen und in der Jahreszeit geschlagen sein, in welcher kein Safttrieb stattfindet. Sie müssen, wenn sie zu definitiven Konstruktionen außer Wasser angewendet werden sollen, mindestens ein Jahr vor ihrer Verwendung geschlagen und gehörig ausgetrocknet sein.

Vorräte von rohen oder zugerichteten Bauhölzern werden auf Unterlagen, welche sie von der Bodenfeuchtigkeit isolieren, mit zwischengelegten Holzstücken so aufgerichtet, daß sie überall von der Luft bestrichen werden können; durch Bedecken sind sie vor Sonne und Regen zu schützen.

Eichenhölzer, sofern sie nicht zu Hilfskonstruktionen oder unter Wasser verwendet werden, müssen, sobald sie gefällt sind, auf die erforderlichen Maße roh zugerichtet und, wo sich Gelegenheit hierzu bietet, je nach ihrer

Starke auf zwei oder mehrere Wochen in Wasser gelegt werden, um durch Entziehen des Gerbstoffes das Austrocknen derselben zu beschleunigen.

. Rotbuchenhölzer dürfen nur unter Wasser oder zu Hilfskonstruktionen in ihrem natürlichen Zustande, in allen anderen Verhältnissen aber nur unter der Bedingung verwendet werden, daß sie nach einem von der Bauleitung gut geheißenen Verfahren präpariert und dadurch gegen Fäulnis und Wurmfraß geschützt werden.

Alle

zu definitiven Konstruktionen außer dem Wasser bestimmten Zimmerhölzer müssen vom Splint befreit werden.

§ 71.

Bearbeitung der Zimmerhölzer.

Verwendung kommenden Zimmerhölzer müssen die in den

Die zur

Plänen vorgeschriebenen Dimensionen nach allen Richtuugen besitzen.

für vorübergehende Zwecke

nur

Für Baugerüste aller Art, welche errichtet werden, können Rundhölzer oder roh beschlagene oder gesägte Hölzer verwendet werden, wobei auf das Vorhandensein der im vorstehenden Paragraphen geforderten Eigenschaften nur insoweit gesehen wird, als die Solidität der Gerüste dieses notwendig macht.

Die Zimmerhölzer für Bogenrüstungen zu kleinen Gewölben, dann Leitpfähle und Zangen für Spundwände, endlich Spundplanken müssen sauber beschlagen oder gesägt sein.

Die Zimmerhölzer zu größeren Gewölben sowie für definitives Zimmerwerk, welches dem Auge entzogen wird, müssen genau auf die in den Werkrissen angegebenen Maße rechtwinklig und flüchtig behauen und gesägt sein. Fehlende Kanten werden nur mit den von der Bauleitung festzusetzenden

Beschränkungen gestattet.

Zu Tragpfählen für Pfahlgründungen sind vorzugsweise gesunde und gerade gewachsene Rundhölzer, von der Rinde und allen Unebenheiten befreit, zu verwenden.

Die Hölzer für sichtbares definitives Zimmerwerk, dann für Röste, Plankenböden, Wände und Böden von Senkkästen müssen vollkommen rein, ohne auffallende Äste und Risse und überall vollkantig sein. Sie werden an ihren sichtbar bleibenden Flächen gehobelt.

Verzahnte Balken müssen beim Einschneiden der Zähne aufgebogen

werden, damit sie sich, die Horizontale senken.

Der Biegungspfeil beträgt für mäßige Belastungen 0,01, für starke Belastungen 0,02 der Länge.

Die Schablonen von Gesimsen und ausgeschnittenen Holzteilen hat der Unternehmer in natürlicher Größe aufzuzeichnen und, ehe er mit der Bearbeitung derselben beginnt, der Genehmigung der Bauleitung zu unterstellen.

wenn

sie ihre Belastung empfangen haben, nicht unter

§ 72.

Ausführung des Zimmerwerkes im allgemeinen.

Zimmer werke aller Art müssen auf gehörig geebneten Werkplätzen, Röste und Plankenböden, Böden und Wände von Senkkästen, Bogenrüstungen und Dachwerke auf horizontal liegenden Reißböden aufgerissen, angelegt, ab gebunden und so vollkommen zusammengepaßt werden, daß sie beim Aufschlagen und Zusammensetzen keinerlei Nacharbeit bedürfen.

Zum Aufschlagen und Zusammensetzen darf nicht eher geschritten werden, als bis die einzelnen Stücke von dem bauleitenden Ingenieur untersucht und gut befunden worden sind. Einstückelungen fehlerhaft gearbeiteter Hölzer werden nicht geduldet.

§ 73.

Gerüste und Hilfskonstruktionen.

Bei Gerüsten und Hilfskonstruktionen aller Art kommt in Betracht, ob sie von dem Unternehmer

a)    für eigene Zwecke, das ist für die Ausführung von Bauten, deren Unternehmer er ist, oder

b)    für Zwecke der Bauleitung hergestellt werden.

Im ersten Falle ist es Aufgabe des Unternehmers, den Umfang, die konstruktive Anordnung und die Dimensionen solcher Gerüste nach seinen Bedürfnissen zu bestimmen; der Bauleitung steht es aber zu, an denselben diejenigen Veränderungen, Ergänzungen und Verstärkungen anzuordnen, welche sie im Interesse der Beschleunigung, der Genauigkeit, der Solidität des Baues, sowie der Sicherheit der bei demselben beschäftigten Arbeiter für notwendig erachtet.

Der Unternehmer bleibt jedoch in jedem Falle für alle vorkommenden Schäden und Unglücksfälle, welche infolge eines teilweisen oder gänzlichen Gerüsteinsturzes sich ergeben sollten, verantwortlich und ersatzpflichtig.

Wenn solche Gerüste gleichzeitig mit der Ausführung oder nach Vollendung der Arbeiten, für welche sie bestimmt sind, für die Ausführung anderer, mit denselben in Verbindung stehender, aber entweder von der Bauleitung in eigener Regie oder von anderen Unternehmern herzustellender Arbeiten benutzt werden können oder müssen, so ist der Unternehmer der Gerüste verpflichtet, gegen eine von der Bauleitung festzusetzende Entschädigung dieses zu gestatten und, sofern es verlangt wird, seine Gerüste bis nach Vollendung der fraglichen Arbeiten bestehen zu lassen und zu erhalten.

Im zweiten Falle werden die Gerüste nach den von den Organen der Bauleitung gegebenen Arbeitsrissen und Vorschriften ausgeführt.

§ 74.

Ausführung von Pfahlgründen.

Bei Pfahlgründen werden die Tragpfähle oder Piloten am dünnen Ende, je nach der Beschaffenheit des Pfahlgrundes, entweder zugespitzt und angebrannt oder mit einem vollkommen genau anzupassenden gußeisernen Pfahlschuh versehen, am dicken Ende genau winkelrecht und eben abgeschnitten, etwas abgekantet und mit einem genau anzupassenden Pfahlringe versehen, über welchen das abgeschnittene Ende des Pfahles etwa 15 mm vorsteht.

so lange fortgefahren, bis der Tragpfahl auf 100 Schläge nicht mehr über 30 mm eindringt.

Die Pfähle werden mit einem Rammklolz eingetrieben, dessen Gewicht im Verhältnisse zu dem Gewicht des Pfahles stehen und ungefähr 750 kg auf jeden Kubikmeter des Pfahles betragen muß. Die Fallhöhe soll immer 1,6 m sein. Mit dem Rammen wird

Bei Pfahlwerken, welche bedeutende Lasten zu tragen haben, müssen auf Vei langen der Bauleitung alle einzelnen Pfähle nachdem sie auf diese Weise eingerammt sind, noch einmal mit je 100 Schlägen nachgerammt weiden, damit auch diejenigen, welche durch das Einrammen benachbarter Pfähle gelockert worden sein könnten, einen festen Stand erhalten.

von

Piloten, wrelche beim Rammen beträchtlich nach der Seite ausweichen und abnorme Richtung annehmen, müssen ausgezogen und von neuem eingerammt, nötigenfalls durch frische ersetzt werden; ebenso Pfähle, welchen sich während des Schlagens vermuten oder wahrnehmen läßt, daß sie Risse erhalten haben.

Wenn die Rammarbeiten vollendet sind, werden alle Tragpfähle mit der Pfahlsäge unter Wasser in der vorgeschriebenen Höhe vollkommen eben abgeschnitten.

Spund- und Leitpfähle zu Spundwänden werden wie die Tragpfähle unten zugespitzt und angebrannt oder mit Schuhen versehen.

Sie werden entweder genutet oder sorgfältig und gut zusammengepaßt.

Es werden erst die Leitpfähle auf die erforderliche Tiefe geschlagen, hierauf an dieselben zwei bis drei Hilfszangenpaare angeschraubt, welche als Führungen der Spundpfähle zu dienen haben, und zwischen diese Zangen und die Leitpfähle die Spundpfähle je einer Wandlänge eingestellt und ein

gerammt.

Beim Einrammen der Spundpfähle ist so vorzugehen, daß die einzelnen Pfähle während der Rammarbeit durchschnittlich immer auf gleicher Höhe stehen; es dürfen also nicht die einzelnen Pfähle der Reihe nach festgerammt werden, sondern, nachdem ein Pfahl um ca. 60—80 cm Tiefe eingedrungen ist, muß der anstehende Pfahl auf dieselbe Tiefe nachgetrieben werden und in dieser Art von Pfahl zu Pfahl die Rammarbeit fortgesetzt und dann wieder

aufgenommen werden, bis alle Pfähle feststehen.

Die Rosthölzer werden auf halbe Holzdicke überplattet.

Dielenböden werden aus passend aneinandergefügten Pfosten von vorgeschriebener Holzstärke zusammengesetzt; Röste werden event. auch auf die Piloten aufgezapft.

Die einzelnen Hölzer der Böden und Wände von Senkkästen werden vollkommen genau zusammengehobelt, mittels Bolzen, welche in der Holzdicke liegen, verschraubt und dicht kalfatert.

§ 75.

Aufstellung und Ausschaltung von Bogenrüstungen. Bogenrüstungen müssen vollkommen unnachgiebige Unterstützungen und solide Querverstrebungen erhalten.

Sie können bei kleineren Objekten auf Keile von Eichenholz und müssen bei großen Brücken auf Schraubenapparate gestellt werden.

Bei Bogenrüstungen für größere Gewölbe müssen die einzelnen Hölzer mit der größten Sorgfalt abgebunden, zusammengepaßt und, wenn es verlangt wird, durch Bleche, welche in die Stoßfugen einzulegen sind, gegen das Eindrücken der Stirnflächen in das Langholz gesichert werden.

Die Verschalung von Bogengerüsten für Gewölbe aus kleinen Bruchsteinen oder Mauerziegeln besteht aus 3 cm dicken Brettern von 25 cm Breite, für Quadergewölbe aus Hölzern von quadratischem Querschnitt und 12 cm Dicke, von denen je eines unter jede Gewölbeschichte zu liegen kommt.

Beim Ausschalen der Gewölbe muß das ganze Bogengerüste durch gleichzeitiges Lüften aller Keile resp. Drehen der Schraubenapparate gleichmäßig gesenkt werden. Die Lüftung sowie die vollständige Ausschaltung dürfen nicht eher vorgenommen werden, als bis der bauleitende Ingenieur die Erlaubnis dazu gegeben hat.

§ 76.

Aufstellung des definitiven Zimmerwerkes ohne Anstrich.

Die Aufstellung von definitivem Zimmerwerk darf, wenn dasselbe ohne Anstrich bleibt, nur bei trockener Witterung geschehen, damit die sichtbaren Elächen desselben nicht durch die Manipulation bei Regen und Kot beschmutzt und unansehnlich werden. Ist dies bei der Aufstellung nicht zu vermeiden, so müssen alle sichtbaren Flächen rein abgewaschen oder, wo dieses nicht genügt, überhobelt werden.

§ 77.

Einlassen und Befestigen von Eisenteilen.

Alle zur Verstärkung, Zusammensetzung und Befestigung des Zimmerwerkes erforderlichen Guß- und Schmiedeisenteile hat der Unternehmer ohne besondere Entschädigung einzulassen, einzubohren und zu befestigen.

§ 78.

Anstrich.

Für den Anstrich der Zimmerarbeiten geben die besonderen Bestimmungen für Anstricharbeiten die nötigen Vorschriften.

Zimmerarbeiten aller Art dürfen nicht eher angestrichen werden, als bis die Austrocknung der Hölzer vollständig erfolgt ist, bei Holzkonstruktionen, welche der Witterung ausgesetzt sind, in der Regel nicht vor Ablauf eines Jahres von der Aufstellung an gerechnet. Der Anstrich darf nur in den warmen Sommermonaten vorgenommen wrerden.

Holzteile, denen nach vollendeter Aufstellung des Zimmerwerkes nicht mehr beizukommen ist, müssen teils vor, teils während der Aufstellung angestrichen werden.

§ 79.

Ausmaß und Berechnung.

Gerüste und Hilfskonstruktionen aller Art, mit Ausnahme der Gewölberüstungen, werden nur in dem in § 73 benannten Falle besonders berechnet, sonst sind sie als zu der Arbeit, zu deren Ausführung sie dienen, gehörig zu betrachten und werden nicht besonders bezahlt.

Gewölberüstungen werden nach dem laufenden Meter der Objektslänge oder pauschaliter vergütet. Ausschließlich des Falles § 37 b bleiben auch alle zu solchen Konstruktionen verwendeten Materialien Eigentum des Unternehmers und fallen, soweit und in dem Zustande, in welchem sie noch handen, nach Vollendung des Baues an denselben zurück.

vor

Diejenigen Zimmerarbeiten, welche Bestandteile der definitiven Bauobjekte bilden, werden nach den Kubik-Flächen- oder Längenmaße berechnet.

Bei Tragpfählen, Leitpfählen und Spundplanken werden nicht nur die wirklich verwendeten Teile, sondern auch deren Abfälle berechnet.

Bei allen anderen Teilen von Zimmerwerk werden Abfälle nicht berücksichtigt, Einschnitte und Ausschnitte hingegen, soweit sie zur Verbindung der einzelnen Konstruktionsteile und zur Bearbeitung derselben nach den vorgeschriebenen Formen und Profilen notwendig sind, nicht in Abzug gebracht.

Bei verjüngten Hölzern, wie Pfählen von Rundholz, ist unter dem in den Plänen bestimmten Durchmesser oder Querschnitt der mittlere Durchmesser oder Querschnitt des betreffenden Holzstückes zu verstehen, nach welchem auch das Ausmaß geschieht.

Das Einrammen von Tragpfählen und Spundwänden wird besonders

vergütet.

9. Eisen- und Metallarbeiten.

§ 80.

Beschaffenheit der Eisenmaterialien.

von grauem,

mit der Feile leicht bearbeitet und mit dem Hammer gerichtet werden können. Alle Sorten von gewalztem oder geschmiedetem Eisen, welche zur Er-Nägeln, Nieten, Schrauben, Bolzen und Schließen verwendet

Alles bei Baukonstruktionen zur Verwendung kommende Gußeisen muß feinkörnigem und gleichartigem Bruche sein, mit dem Meißel und

zeugung von

werden, müssen von besonders zähem, sehnigem Gefüge und im kalten wie im warmen Zustande gut hämmerbar sein. Sie dtiifen beim Umbiegen unter scharfen Winkeln und Wiedergeraderichten keine Risse zeigen und müssen eine absolute Festigkeit von 3800 kg pro cm² Querschnitt besitzen.

§ 81.

Bearbeitung.

Alle Gußbestandteile müssen vollkommen rein und scharf geformt sein und dürfen keine Löcher, Blasen, Risse, Unebenheiten oder andere, ihre Festigkeit oder ihr gutes Aussehen beeinträchtigende Mängel besitzen. Sie müssen rein geputzt, mit Meißel und Feile von allen Angüssen und Gußnähten

sorgfältig und sauber befreit werden.

besitzen, andere Fehler zeigen.

Bei Schweißungen sollen die zusammengeschweißten Stücke auf die ganze der Schweißfugen innig miteinander verbunden sein und weder

Alle Sorten von gewalztem und geschmiedetem Eisen müssen auf ihre ganze Ausdehnung genau die vorgeschriebenen Dimensionen und Querschnitte rein ausgewalzt oder geschmiedet sein und nirgends Risse oder

Ausdehnung

äußerlich noch innerlich Risse oder Abblätterungen Vorkommen.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Sie sind nach dem Withworthschen System zu schneiden und erhalten die in den Plänen angegebenen Dimensionen und Formen der Köpfe und Muttern. Die Gewinde müssen rein, hinreichend lang und bei allen Schrauben und Bolzen von gleicher Stärke gleich geschnitten werden, so daß Muttern und Schrauben nach Belieben gewechselt werden können.

Geschweißte Walz- oder Schmiedeeisensorten müssen an der Schweißstelle dieselbe Widerstandsfähigkeit besitzen, wie in ihren übrigen Teilen. Schrauben und Bolzen müssen genau in die für sie bestimmten Öffnungen passen.

Die Muttern dürfen weder zu fest noch zu locker auf den Gewinden

laufen. Köpfe und Muttern müssen, wenn sie zur Verschraubung von Eisenteilen dienen, auf den Flächen, mit welchen sie dieselben berühren, abgedreht werden. Wenn die Muttern fest angezogen sind, so sollen mindestens anderthalb Gewinde über dieselben vorstehen. Diese Vorsprünge werden sodann mit der Feile sauber abgerundet.

Die zur Verwendung kommenden gußeisernen Muffenröhren müssen auf 20 Atmosphären geprüft sein. Die Dichtung der Muffen erfolgt mit Hanfstricken und Blei. Ebenso müssen die Wasserschieber auf obigen Druck geprüft und in ihren Eisen- und Metallbestandteilen mit der größten Sorgfalt gearbeitet sein.

§ 82.

Verkittung und Anstrich.

Für die Verkittung und den Anstrich von Eisengegenständen geben die besonderen Bestimmungen der Bedingnisse für Anstreicherarbeiten die erforderliche Anleitung.

Eisenteile, denen nach vollendeter Zusammensetzung oder Aufstellung nicht mehr beizukommen ist, müssen teils vor, teils während der Zusammenstellung und Aufstellung angestrichen werden.

§ 83.

Abwägung und Berechnung.

Eisenarbeiten werden nach dem Gebiete in Kilogramm berechnet.

Die Erhebung der Gewichte der gelieferten Eisenteile geschieht durch die Bauleitung mittels Abwägen an der Baustelle.

Für Walzeisensorten, Schrauben, Bolzen und dergl. wird event. ein Normalgewicht pro Stück durch Abwägung einer Anzahl von Stücken bestimmt, welche genau die vorschriftsmäßigen Dimensionen besitzen.

io. Anstreicherarbeiten.

§ 84.

Materialien.

Zum Anstrich von Bauten und Baubestandteilen, welche der Witterung ausgesetzt sind, wird in der Regel Ölfarbe angewendet. Dieselbe besteht:

a)    aus Leinöl, welches zur Beförderung des Trocknens dem Gewichte nach mit 0,03 Bleiglätte abgekocht worden ist;

b)    aus den je nach Umständen zu wählenden Farbmaterialien.

Öl mit Farbmaterialien werden zusammen fein und glatt abgerieben, sie in größeren Vorräten aufbewahrt werden sollen, durch aufgegossenes Wasser gegen den Zutritt der Luft geschützt und erst vor der Verwendung nach Erfordernis mit Öl verdünnt.

wenn

In besonderen Fällen wird auch Teer zum Anstrich verwendet.

§ 85.

Verfahren beim Anstreichen.

Jeder Ölanstrich muß dreimal aufgetragen werden; es darf jedoch der folgende Auftrag nicht vorgenommen werden, ehe der Vorhergegangene vollständig getrocknet ist.

Zu Anstricharbeiten unter freiem Himmel muß immer anhaltend trockene, warme Witterung abgewartet werden.

anzu-

Ehe mit dem Auftrag der Farbe begonnen wird, müssen die streichenden Flächen sorgfältig abgescheuert, von allen Unebenheiten, Rauheiten und Unreinigkeiten befreit und gut abgetrocknet werden.

Bei zusammengesetzten Konstruktionen werden diejenigen Berührungsund anderen Flächen, welchen nach erfolgter Zusammensetzung und Aufstellung nicht mehr beizukommen ist, noch vorher und für sich allein mit einem einmaligen soliden Grundanstrich versehen.

Nach der Zusammensetzung und Aufstellung folgt der Grundanstrich aller sichtbaren Flächen; wenn dieser abgetrocknet ist, die Verkittung und auf diese der zweite Anstrich. Dem dritten Anstrich muß eine sorgfältige Ausbesserung aller etwa schadhaften oder schwachen Stellen des zweiten Anstriches vorhergehen.

Wird mit dem dritten Anstrich keine vollständige Deckung des anzustreichenden Gegenstandes erzielt, so kann der Unternehmer, ohne hierfür Entschädigung beanspruchen zu können, zu einem vierten angehalten werden.

Teeranstrich muß in vollkommen heißem Zustande auf trockenes, gereinigtes Holz mindestens zweimal sattsam aufgetragen werden.

§ 86.

Anstrich auf Holz.

Holzkonstruktionsteile an Brücken, Barrieren, Warnungstafeln etc. werden mit einer aus Ocker und reinem Bleiweiß gemischten Farbe nach Angabe der Bauleitung angestrichen.

Zum Anstrich der Berührungs- oder später verdeckten Flächen bei zusammengesetzten Konstruktionen, sowie zum Grundanstrich der sichtbaren Flächen wird eine sehr verdünnte Farbe verwendet und möglichst heiß aufgetragen.

Bei Brückenkonstruktionen darf zum äußeren Anstrich der Holzteile nicht eher geschritten werden, als nachdem diese vollständig ausgetrocknet sind, in der Regel erst im Sommer des auf die Zusammensetzung und Aufstellung der betreffenden Konstruktion folgenden Jahres.

Ritzen ein-

Der Grundanstrich der äußeren Flächen muß mit einem steifen Pinsel so aufgetragen werden, daß er in alle Unebenheiten, Fugen und dringt Die Verkittung geschieht mit Glaserkitt aus Leinöl und Kreide,

welcher mit einem Spatel fest in alle Ritzen und Öffnungen eingestrichen und äußerlich geglättet wird.

Zum zweiten und dritten Anstrich wird dickere Farbe verwendet.

§ 87.

Anstrich auf Eisen.

Eisenkonstruktionsteile erhalten einen Grundanstrich aus Mennige (Minium), nicht mehr verdünnt als die beiden folgenden.

Mit diesem Anstrich werden zunächst und vor der Zusammensetzung und Aufstellung der Konstruktion alle Berührungs- und sonstigen Flächen versehen, denen später nicht mehr beizukommen ist, nach erfolgter Zusammensetzung auch sämtliche sichtbare Flächen der Konstruktion.

Zur Verkittung aller Unebenheiten und Fugen wird ein aus Mennige (Minium) und Leinöl bereiteter Kitt verwendet.

Zum zweiten und dritten Anstrich wird eine graue Farbe nach Weisung der Bauleitung benutzt.

Beim Aufträgen des Grundanstriches und bei der Verkittung ist mit derselben Sorgfalt zu verfahren, wie bei Holzkonstruktionen.

§ 88.

Ausmaß.

Das Ausmaß der Anstreicherarbeiten geschieht nach Quadratmetern und wird dasselbe für die in jedem einzelnen Falle wirklich angestrichene Fläche nach den Regeln der Geometrie bestimmt.

Nachträge zur Baudurchführung von Talsperrenmauern.

Die Vermauerung der Bruch- und Werksteine kann, wie dies beispielsweise bei den Jaispitzer und bei den Vogesenstauweihern der Fall war, von Gerüsten aus erfolgen, oder aber wie bei den meisten neueren Bauten in Deutschland durch direkte Zufuhren der Mauersteine mittels Rollbahnen auf die Verwendungsstelle. Diese letztere Methode wird sich als die billigere insbesondere bei höheren Mauern, also größeren Basisbreiten und dort empfehlen, wo ein langsam abbindender Mörtel verwendet wird, wie dies z. B. beim Traßmörtel der Fall ist, der in Deutschland allgemein Anwendung findet. Der Traßmörtel bleibt über einen Tag lang brauchbar, bindet langsam ab, ist sehr plastisch und elastisch, so daß das Arbeiten sowie der Transport mittels Rollbahnen auf dem frischen Mauerwerkskörper selbst bis zu gewissen Grenzen unbedenklich erscheint, was beim Portland- und Romanzementmörtel nicht in dem Maße der Fall ist. Schnellbindende Zemente dürfen für das Talsperrenmauerwerk selbst überhaupt nicht zur Verwendung gelangen. Überhaupt sind vor der Verwendung der einlaufenden Sendungen der hydraulischen Bindemittel jederzeit Stichproben über Volumsbeständigkeit, Wasserdurchlässigkeit etc. an der Baustelle durchzuführen.

Dem Traßmörtel werden nebstdem noch die Vorzüge großer Dichtigkeit und Billigkeit, sowie seine Eignung als guter Luftmörtel zugeschrieben. Nachdem der Mörtel bis zu 14 Tage und darüber plastisch bleibt, ist auch die Bildung von durch die Setzung bedingten Rissen und Sprüngen so gut wie

ausgeschlossen. Der Traßmörtel selbst bestand bei dem Lauchensee-Weiher einem Gemenge von 1 Teil Traßmehl, 1 Teil Fettkalk mit 3 Teilen Sand. Bei den Reichenberger Talsperren hat Intze ebenfalls die Verwendung von Traß (und zwar nur aus dem Nettetal der Rheinprovinz) vorgeschrieben. Dieser Mörtel besteht aus 1 Teil Zementmörtel und 1 Teil Traßmörtel in dem Mischungsverhältnis:

aus

a)    Traßmörtel: 1 Teil Fettkalkbrei, l¹/₂ Teile bestes blaugraues Plaidter I raßmehl und 1³/₄ Teile gewaschener scharfkantiger Sand;

b)    Zementmörtel: 1 Teil Portlandzement und 3 Teile Sand.

(Andere Mörtelmischungsverhältnisse siehe bei den ausgeführten Stauweiheranlagen und S. 443 und 444.)

Bezüglich der Eigenschaften des Traßmehles wird vorgeschrieben, daß dasselbe auf einem Siebe von 900 Maschen pro cm² dem Gewichte nach einen Rückstand von höchstens 20 °/₀, auf einem von 5000 Maschen höchstens 50 °/₀ ergeben soll. Es soll ferner wenigstens 7 °/₀ chemisch gebundenes Wasser enthalten und muß in konzentrierter Schwefel- oder Salzsäure zu ²/3 seines Gewichtes löslich sein. Probekörper aus einer Mischung von l¹^ Raumteilen Traßmehl, 1 Raumteil Kalkbrei und 2 Raumteilen Sand sollen nach einer Erhärtungsdauer von 1 Tag an der Luft und 27 Tagen unter Wasser als Durchschnitt aus 10 Proben eine Zugfestigkeit von 10 kg pro cm2 besitzen.

Nach Ansicht Prof. Intzes sollen reine Zementmörtel (ohne Traß) insoweit Nachteile besitzen, als „bei der Bauausführung eine zu rasche Erhärtung eintritt, was bei Herstellung so gewaltiger Mauermassen nicht erwünscht ist, und die Elastizität, die Beweglichkeit und die Dichtigkeit nicht derartige sind, wie man dies für so große Mauern, die den erheblichsten Temperaturschwankungen und besonders Druckschwankungen ausgesetzt sind, wünschen muß". Das aufgetauchte Bedenken, daß bei sehr starken Mauern in deren inneren Partien eine vollkommene Erhärtung des Traßkalkmörtels nicht oder erst nach sehr langer Zeit eintritt, widerlegte Intze durch Vorlage verschiedener alter Mörtelproben aus diversen Talsperren.

Die Untersuchung ergab, daß selbst bei einem erst 9 Monate alten Mörtel (Enneper Sperre) sowohl die Erhärtung eine vorzügliche ist, als auch eine wirkliche Bildung von kieselsaurem Kalk ohne Vorhandensein von Kohlensäure eingetreten ist und nur an den äußeren Schichten sich unter der Einwirkung der Luft etwas kohlensaurer Kalk gebildet hat.

Während bei seinen früher ausgeführten Talsperren in Deutschland nur Traß, Kalk und Sand verwendet wurde, hat Intze bei den schlesischen und böhmischen Sperren dem Mörtel auch noch Zement zugesetzt. Andere ältere deutsche Stauweihermauern, z. B. die Vogesensperren, wurden meist nur mit Portlandzement, hydraulischem Kalk und Sand gemauert.

Rücksichtlich der Herstellung der Fundamentsohle wurden in den neuesten Baubedingungen der Reichenberger Talsperren noch folgende Punkte aufgenommen.

Die Fundamentsohle soll, soweit dies praktisch durchführbar ist, in Absätzen derart hergestellt werden, daß die Mauerung in Schichten hergestellt

werden kann, die nahezu senkrecht zu der Drucklinie im Innern des Mauerwerkes gerichtet sind.

Nachdem der felsige Untergrund bis auf die entsprechende Tiefe ausgehoben ist, soll die Fundamentsohle in den event. vorhandenen Klüften und Rissen durch Ausspritzen mittels einer Druckwasserleitung (mindestens 2 Atmosphären Druck) gereinigt und sonst im ganzen sorgfältig abgewaschen werden. Hierauf sind die gereinigten Klüfte, Risse und Spalten auf das sorgfältigste mit Zementtraßmörtel (1 Teil Zement, 2 Teile Sand und x/₂ Teil Traßmehl) auszugießen. Eine Wasserströmung in der Fundamentgrube, wodurch ein Auswaschen dieser Fugen eintreten könnte, muß durch sorgfältiges Trockenhalten derselben vermieden werden. Unvermeidliche Unebenheiten in der Fundamentsohle sind, soweit erforderlich, mit Beton aus 1 Teil Zement, 3 Teilen Sand, ¹/₂ Teil Traßmehl und 6 Teilen Schotter in den notwendigen zackigen Absätzen auszugleichen. Dieser Beton muß entweder unter Wasser gesetzt oder täglich gehörig genäßt werden und hinreichend erhärtet sein, bevor mit der Aufmauerung begonnen wird.

Vor Beginn der letzteren ist überdies die Betonoberfläche mit der Spitzhacke aufzurauhen, um einen guten Verband zu erzielen.

Sollten sich an einzelnen Stellen der Fundamentgrube Quellen zeigen, so sind dieselben in geeigneter Weise durch vertikal placierte Steinzeugröhren von ca 100 mm Lichtweite zu fassen und mit dem um sie herum aufzuführenden Mauerwerk so weit zu verlängern, bis der Wasserandrang aufhört.

Nach genügender Erhärtung des Mauerwerkes sind diese Röhren mit Zementtraßmörtel aus 1 Teil Zement, 2 Teilen Sand und ¹/₂ Teil Traßmörtel sorgfältig zu vergießen.

Bezüglich der Ausführung des Talsperrenmauerwerkes sind besonders noch nachstehende Bedingungen hervorzuheben:

Während das Innenmauerwerk mit dem früher erwähnten Traßmörtel herzustellen ist, sollen die äußeren Steinschichten der Mauer an der Luftseite, ferner das Mauerwerk der Verblendungsmauern an der Wasserseite, der Schiebertürme, Schieberhäuser, Rohrstollen etc. in einem fetteren Mörtel, bestehend aus 1 Teil Traßmörtel und 1 Teil Zementmörtel (1 Teil Zement, 2 Teile Sand), gemauert werden.

Zur Herstellung der Mörtel sind je 2 Mörtelmaschinen getrennt (als Reserve) in Betrieb zu nehmen. Bei der Vermauerung darf der Mörtel nicht durch Zusatz von Wasser dünnflüssiger gemacht werden.

Bei der Ausführung des Mauerwerkes ist streng darauf zu achten, daß überall mit engen und dicht ausgefüllten Fugen gearbeitet wird.

Zu diesem Behufe sind Vorsprünge an den Bruchsteinen, welche die Herstellung solcher Fugen erschweren, vor dem Vermauern mit dem Hammer zu beseitigen.

Vor dem Verlegen der einzelnen Steine ist ein sattes Mörtelbett für dieselben in der Weise vorzubereiten, daß beim Verlegen unter gleichzeitigem Seitwärtsschieben des Steines oder unter Zuhilfenahme des Holzstößels die Stoßfuge neben dem bereits hergestellten Mauerwerk möglichst auf volle

unten aufquellenden Mörtel gefüllt wird, so daß nur verhältnismäßig wenig Mörtel von oben zugegeben zu werden braucht. Verboten ist, die Bt uchsteine über eine größere Fläche zunächst mit offenen Fugen nebeneinander zu legen und diese von obenher auszufüllen. Die gut ausgefüllten Stoßfugen sind nach Möglichkeit noch mit Steinstücken zwickein, doch dürfen die einmal verlegten Steine durch starke Hammerschläge nicht in ihrem Lager verschoben werden. Die Bausteine dürfen nie auf den Kopf gestellt, sondern müssen immer auf ihr natürliches Lager gelegt werden.

Höhe mit dem

von

auszu

Solange der Mörtel hierzu noch weich genug ist, müssen an der Luft-sitee der Hauptmauer und an der Wasserseite der Verblendung die Fugen, wenn nötig, unter Verwendung von etwas frischem Zementtraßmörtel (1 Teil Zementmörtel 1:2, 1 Teil Traßmörtel 1 : l¹/₂: l³/₄) mit dem Fugeisen glatt und fest ausgestrichen werden.

Das Behauen der Bruchsteine und Quader darf nicht auf der Mauer geschehen. Es dürfen auch keine Steine in die Baugruben oder auf das Mauerwerk geworfen werden, sondern dieselben müssen mittels Rollwagen an die Versetzungsstelle gefahren und hier vorsichtig auf Pritschen aus frisch geschlagenem, hartem Holz abgeladen werden, damit eine Lockerung oder Beschmutzung des fertigen Mauerwerkes nicht eintreten kann.

Auf Mauerwerk, welches nicht mindestens 6 Tage alt ist, dürfen Steine weder transportiert noch abgeladen werden.

(Diese Bedingung ist wohl nur bei größeren Breiten der Mauer, also im Fundament und in den unteren Teilen des aufgehenden Mauerwerkes ohne wesentliche Betriebsstörung möglich! Anmerkung des Verfassers.)

jedesmal zunächst an zumauern

Die Ausführung des Mauerwerks beginnt an den tiefsten Stellen jedes Profils, und zwar zunächst in der Mitte der Talsperre am tiefsten Punkt, und schreitet gleichmäßig nach beiden Seiten hin fort. Sobald die oberste gekrümmte Schicht an der Wasserseite bis zur Oberfläche des Felsens angelangt ist, sind der Wasserseite einige Schichten etwa 1 m hoch auf-urid diese ansteigend nach der Luftseite hin fortzusetzen.

Die Höhenunterschiede in den nebeneinander ausgeführten Mauerteilen dürfen, zwischen den oberen Schichtflächen gemessen, im Interesse eines gleichmäßigen Setzens und der Verhinderung von Rissen, 1,5 m nicht überschreiten. Für den guten Anschluß des benachbarten Mauerwerkes sind überall im Verbände abgesetzte, nicht zu steile Abtreppungen herzustellen.

reichlich zu nässen.

eine mit demselben hochzunehmende besondere Wasserleitung mit

Die Mauer ist bei der Ausführung täglich dreimal, bei warmem Wetter nach Anweisung der Bauleitung öfter, in der ganzen Ober- und Außenfläche Zu diesem Zweck ist über dem Mauerwerk der Sperr

mauer

Hahnstutzen in Entfernungen von höchstens 30 m zu verlegen, an welche die zum Sprengen zu benutzenden, mit feinen Brausen versehenen Schläuche angeschlossen werden sollen.

— mindestens 40 cm — einbindende

nur aus Steine zu

Für die Außenflächen der Mauer der Stollen und Schieberschächte sind gesuchte, feste und möglichst tief

verwenden. Die Ansichtsflächen des Mauerwerkes sind in gutem

Verbände ohne Zwickeln und mit engen, dicht ausgefüllten, höchstens 2 cm starken Fugen auszuführen, und zwar abhängig von dem Steinmaterial entweder in Schichten oder im Polygonalverband.

Nach der Wasserseite hin erhält die Bruchsteinmauerung in den oberen, nicht durch die Bodenhinterfüllung gegen Einwirkung des Wassers und der Luft geschützten Außenflächen eine Verzahnung, deren Vorsprünge und Formen nach Zeichnung auszuführen sind. Dieser mit Verzahnung herzustellende und der darunter liegende glatte Teil der Mauer, einschließlich der Betonausfüllung und eines 50 cm breiten, mit Beton abzugleichenden Teiles der Felsoberfläche, soll nach vollständigem Setzen des Mauerwerks mit einem mindestens 25 mm starken Zementtraßputz versehen werden. Dieser Putz ist aus 3 Teilen Zementmörtel (1 Teil Zement und 2 Teile Sand) und 1 Teil Traßmörtel (1 Teil Kalkbrei, 1 x/₂ Teile bester Plaidter Traß und l³/₄ Teile Sand) herzustellen und in der Oberfläche glatt und dicht abzureiben. Die Seiten der schwalbenschwanzförmigen Verzahnung sind mit besonderen Schablonen abzuziehen.

Bevor der Verputz auf die genannten Flächen gebracht wird, müssen deren Fugen auf mindestens 30 mm Tiefe ausgekratzt bezw. ausgemeißelt, gereinigt und genäßt werden, damit die Dichtungsschicht innig mit dem Mauerwerk verbunden wird. Die Oberfläche des Verputzes soll zunächst längere Zeit feucht gehalten und gegen Austrocknen durch Sonnenstrahlen geschützt werden.

Zum Anschluß neuer Putzflächen an die zuerst aufgeführten Teile sind die Ränder der letzteren dünner aufzutragen und in der Oberfläche aufzurauhen. Vor Aufbringen des Verputzes sind überall da, wo sich auf den zu putzenden Flächen feuchte Stellen zeigen oder wo das Austreten von Sickerwasser zu erwarten ist, in das Mauerwerk 20 mm weite verzinkte eiserne Sickerrohre einzusetzen, welche erst nach Erhärtung des umgebenden Putzes und nach Aufhören der Sickerung dicht zu schließen sind.

Nach Erhärtung des Verputzes und nach Trocknung, die gegebenenfalls in vorsichtiger Weise künstlich zu befördern ist, soll die Oberfläche desselben mit einem dreimaligen kalten Anstrich von Siderosthen versehen werden, welcher eine dichte, zähe und fest haftende Haut bilden muß.

Die Ausmauerung der Verzahnung an der Wasserseite hat unter Verwendung von Zementtraßmörtel (1 Teil Zementmörtel 1:2, 1 Teil Traßmörtel 1: D/g : l³/₄) zu geschehen, um eine schnelle Erhärtung und Verminderung des Setzens zu erzielen. Es muß verhütet werden, daß ein meßbares Setzen der Ausmauerung eintritt; dieselbe darf daher nur so gefördert werden, wie dies die fortschreitende Erhärtung gestattet.

Im Innern der Mauer sollen parallel zur wasserseitigen Profillinie nach Zeichnung und nach der Massenberechnung in 2 m Abstand Drainröhren von 60 mm Lichtweite eingemauert werden, um alles etwa eindringende Sickerwasser abzufangen und nach unten abzuleiten, wo es in Sammelröhren aus glasiertem Ton von 150 mm Lichtweite, von deren richtigen Funktionierung sich der Unternehmer zu überzeugen hat, den beiden bereits angelegten Stollensohlen zugeführt werden soll. Bei der Ausführung ist besondere Sorgfalt darauf zu verwenden, daß diese Sickerröhren nirgends durch Mörtel oder Steinstücke verengt oder verstopft werden. Jedes Rohr ist deshalb am oberen Ende sofort nach dem Einsetzen mit einem aus einem Holzstöpsel mit darauf befestigter Eisenblechscheibe bestehenden Deckel zu versehen, der erst entfernt werden darf, wenn das folgende Rohr aufgesetzt werden soll. Die Anschlüsse der Drainrohre an die Muffen der Tonrohrleitung und die Nähte der letzteren sind sorgfältig mit Zementtraßmörtel (1 Teil Zementmörtel 1 : 2, 1 Teil Traßmörtel 1 : lx/₂ : l³/₄) zu verstreichen und zu dichten.

Zur Beurteilung der zur Errichtung einer Staumauer notwendigen Zeit sei hier hervorgehoben, daß, richtige Baudispositionen vorausgesetzt, ein geschulter Maurer imstande ist, täglich 2—3 m³ Talsperrenmauerwerk herzustellen.

Weitere Details, die bauliche Durchführung betreffend, sind in den Beschreibungen ausgeführter Stauweiheranlagen enthalten, und folgen hier nur Zusammenstellungen über Mörtelmischungen, Mörtelverbrauch und Tagesleistung eines Maurers.

Mörtelmischungen, welche beim Bau von Talsperren verwendet wurden. (Zyklopen-Mauerwerk.)

A. Kalk-Zement-Mörtel.

1. Jaispitztalsperre (Mähren):

1    Raumteil Portland-Zement (Kurowitz),

2    Raumteile Roman-Zement (Kurowitz), langsam bindender,

6 Raumteile gewaschenen Flußsand.

Das unter meiner Oberaufsicht in Regie äußerst solid durchgeführte Talsperrenmauerwerk ist vollständig wasserdicht und bedurfte daher keiner Verblendung der Wasserseite, wie dies in Deutschland üblich, und keiner Drainagierung.

2. Komotau- und Brüxer Talsperre (Böhmen):

1 Teil Portland (Kirchdörfer bezw. Königshofer),

1 Teil hydraul. Kalk (Looscher),

6 Teile Sand (gebrochener Gneissand.

3. Eisenberg-Talsperre (Böhmen):

1 Teil Portland,

1 Teil hydraul. Kalk,

6 Teile Sand.

4. Alfeld (Elsaß, Vogesen):

1    Teil Portland,

2    Teile hydraul. Kalk, 5 Teile Sand

oder 1 Teil Zement,

4 Teile Wasserkalk, 10 Teile Sand.

5. Altenweiher (Elsaß, Vogesen):

zu unterst 1 Teil Portland,

2 Teile hydraul. Kalk, 2¹/₂ Teile Sand

oder 3 Teile hydraul. Bindemittel auf 5 Teile Sand,

weiter aufwärts 1:1: 3%, bis 7 m oberhalb der Fundamentsohle 1:2:6, von hier bis zur Mauerkrone 1:3:7.

6. Wiestalsperre im Almbach bei Hallein (Salzburg):

2 Raumteile Portland (Gartenau),

1 Raumteil Roman-Zement (Gartenau),

6 Raumteile Sand.

7. Chemnitz in Sachsen:

wasserdicht, keine Sickerung.

1 Teil Portland, V₂ Teil Weißkalk, 5 Teile Sand,

8. Plauen (Geigenbachsperre), Sachsen: 1 Teil Portland,

0,2 Teile Weißkalk,

3 Teile Sand.

9. Gotha:

1 Teil Portland, 1 Teil Kalkteig, 5 Teile Sand.

10. Bystricka-Sperre (Mähren):

300 kg Portland (Golleschau),

0,1 m³ Weißkalk (Cernotin),

1,0 m³ Sand (bis 7 mm Größe).

Die Mörtel 1—5 haben also einen Zusatz von Roman-Zement oder natürlichem, hydraulischem Kalk, jene Nr. 6—9 von Weißkalk.

Beide Zusätze bezwecken außer der Verbilligung ein langsames Abbinden des Mörtels, was bei Talsperrenmauerwerk absolut notwendig erscheint. Der Weißkalkzusatz insbesondere ist in dieser Richtung sehr wirksam, doch ist die Wasserundurchlässigkeit eine geringere. Man verwendet daher diese Mörtelmischung mit Vorteil meist für die oberen Partien der Talsperre, welche einem geringeren Wasserdruck ausgesetzt sind.

In Deutschland gelangen zum gleichen Zwecke einer tunlichst langen Hinausschiebung der Abbindezeit hauptsächlichst zur Verwendung:

B. Trass-Zement-Mörtel.

11. Mauer im Bobertal:

600 1 Sand,

125 1 Portland-Zement (Oppeln),

60 1 Traß (Plaidt a. Rh.),

40 1 Weißkalk,

also 1 Teil Zement:¹/» Teil Traß:¹/^ Teil Kalk : 5 Teile Sand (Mörtel sehr trocken eingebracht).

12. Urfttalsperre: lx/₂ Volumteil Traßmehl

Weißkalk > Kalktraßmörtel, Sand

1,0

l³/4

Zementmörtel.

1    Volumteil Portland-Zement

2    Volumteile Sand

Zur Vermauerung gelangte ein gemischter Mörtel im Verhältnis von 1 : 1. Für Verkleidungsmauerwerk wurde 1 Teil Zement-Mörtel und 2 Teile Kalktraßmörtel verwendet.

13. Voigtsbach und Mühlscheibe etc., Sperren bei Reichenberg (Böhmen):

1 Teil Zementmörtel (1 Teil Portland + 3 Teile Sand) + 1 Teil Traß-mörtel (1 Teil Fettkalkbrei + lx/₂ Teil Traßmehl + l³/₄ Teil Sand).

14. Lauchenweiher (Elsaß):

1 Raumteil Traßmehl + 1 Teil Fettkalk+ 3 Teile gebroch. Sand = 3,6 Teile Mörtel.

15. Friedrichswalder Talsperre (Böhmen):

1 Teil Portland-Zementmörtel 1: 3,

1 Teil Kalk-Traß-Mörtel (1 Teil Kalk, lx/₂ Teil Traß, l³/₄ Teil Sand).

16. Möhnetalsperre:

1 Raumteil Portland-Zement,

3 Raumteile Weißkalk,

„    Traßmehl,

12

„    (Sand) sehr grober gebrochener Steinsand.

17. Edersperre (Fürstentum Waldeck):

1    Raumteil Weißkalk, lx/₂ Raumteil Traß,

2    Raumteile Sand.

Mörtelverbrauch und Tagesleistung der Maurer.

Einen der wichtigsten Faktoren, welche bestimmend auf die Kosten der Talsperre, im speziellen jene des Mauerwerkes sind, bildet die Größe des Mörtelverbrauches, welche gewöhnlich in Prozenten des Gesamtvolumens des Mauerwerkes ausgedrückt wird, ebenso aber auch die tägliche Leistung eines Maurers die wieder abhängt von der Geschicklichkeit und dem Fleiße, Größe und Form der zur Vermauerung gelangenden Steine, ihre Flärte, Spaltbarkeit etc. Im nachfolgenden sollen einige bezügliche Daten folgen.

Mörtelverbrauch

Leistung pro Tag eines Maurers

.    . 30—40 %

.    .    25—30 °/₀

Jaispitzsperre (Gneis) .    •

3—5 m³

Komotau (Granit)    •    •

Plauen (Schiefergestein) .    .    .    37-42 (meist 39%)

(im Durchschnitt 3,5—4 m³)

G. Kosten der Stauweiher.

Die Beurteilung der Kosten verschiedener Stauweiheranlagen wird nicht nach den Zahlen der Gesamtkostensumme erfolgen können, sondern wird insbesondere als Vergleichseinheit der Preis von 1 m³ aufgespeicherten Wassers, also 1 m³ Stauweiherfassungsraum aus den Gesamtkosten und dem Fassungsraume des Stauweihers berechnet werden müssen. Unter Annahme normaler Verhältnisse wird dieser Preis mit zunehmendem Fassungsraum der Reservoire kleiner werden, die kleinen Stauweiher daher verhältnismäßig die teuersten sein. Zur Beurteilung der Kosten ausgeführter Gebirgsreservoire dienen die nachfolgenden Tabellen I und II.

(Siehe die Tabellen auf S. 446—453.)

Einheitspreise. Die wichtigste, die Kostensumme am meisten beeinflussende Rechnungspost ist der Einheitspreis für die Herstellung von 1 m3 Mauerwerk der Talsperre selbst. Soweit dieselben direkt an Ort und Stelle erhoben werden konnten, betrugen die Kosten für 1 m³ fertiges Talsperrenmauerwerk:

M. = 23,50 K,

Waldeck-(Eder-) Talsperre.....

„ = 22,40 „ „ = 22,40 „ „ =20,00 „

Möhnetal-Sperre.........

Mauer.............

Urfttal-Sperre..........

28,60 K (Offert), M. = 22,70 K,

Neye (bei Remscheid).......

Plauen-Talsperre.........

„ =14,60 „ „ =23,00 „ » = 25,00 „

Bystriczka-Sperre (Sandstein) .    .    33 %

im Fundament

dann

37%

33—40 % 33—36 %

Mörtelverbrauch

Lauchenweiher (Grauwacke). .    .    33 °/₀

Altenweiher (Granit)

33 °/o

33%

33-42%

Leistung pro Tag eines Maurers 3,0 m³

2,5—3,5 m³

1,5—3 m³

Friedricbswalder Sperre (Granit) .

Möhnetalsperre

Edertalsperre . Wiestalsperre . Brüxer Talsperre

Durchschnitt 2,5 m3 2,5—3,5 m3 3 m3 2 m³

36—38 % max. 4 m³, mittel 3,5 m³

bei Alfeld (Granit)........

beim Altenweiher (Granit).....

beim Lauchenweiher (Grauwacke) .    .

bei Jaispitz (Gneis).

bei Remscheid (Lennepschiefer) . . . 13,0 Fr. = 15,00 K bei Gouffre d’enfers (Granit) .... 20,0 „ = 20,00 „

= 15,00 „

bei der Grünwalder Sperre (Granit) Offertpreise = 16,50—36,50 K,

de facto = 23,00 K = 19,00 „

= 27,00 „

= 22,00 „

= 26,00 „

= 21,60 „

ohne Zu

schlag

für

Verblend

mauerwerk,

bei Voigtsbach und Mühlscheibe (Granit) bei Friedrichswald (Granit) Offertpreise Bystriczka-Sperre (Mähren) .....

Wiestal-Sperre (Salzburg).....

Brüxer Sperre (Böhmen) . • .    .    .    .

wobei 1 M. = 1 K 20 h und 1 Fr. = 1 K ö. W. angenommen wurde.

Einzelne Spezialpreise für Reservoirbauten sind gelegentlich der Beschreibung ausgeführter Stauweiher angeführt.

Land:

Indien

Amerika

Australien

Algier

n

Ägypten England *) Spanien Belgien Frankreich

Italien

I. Tabelle über Fassungsraum und Kosten

Bezeichnung des Stauweihers:

Ekruk bei Sholapur Muthi (Bombay), Distrikt Kaudesh Ashti (Sholapur)

Nehr (Sattara)

Kabra (Oberindien)

Mutha (bei Poonah) de Kuyter Sudbury bei Boston

Bärental (Kalifornien), de Bear Valley (San Bernardino)

Croton Lake (bei New York), alter Weiher Croton Talsperre (Neu York), neuer Stauweiher (gebaut 1892/1906) Roosevelt-Sperre (Salt Rivertal), Arizona Pathfinder-Sperre (Nord-Platefluß), Wyoming Shoshone-Sperre, Wyoming Crystal-Springs bei San Franzisko (Kal ifornien) San Diego (Kalifornien) Sweetwater (Kalifornien) Adelaide-Stauweiher am Goulburnfluß Kataraktdamm (Neu-Südwales) Djidionia bei St. Aim6 Grand Cheurfas am Flusse Meckerra Hamitz bei Algier Assuan-Stauweiher Virnwey (bei Liverpool) del Villar

Gileppe (bei Verviers)

Torcy Neuf Montaubry le Plessis Chartrain Ternay

du Ban (St. Chamond)

Gouffre d’enfers (St. Etienne)

Pas du Riot

Lavezze im Gorzentetal bei Genua

Material

Fassungs-

raum

der

in

Talsperre

Erddamm

Mauer

Erddamm

Mauer (Granit)

Erddamm

Mauer

Beton

Mauer (Beton) Erddamm Mauer (Granit) Mauer (Marmor) Mauer

Mauer (Granit) Mauer

Erddamm

Mauer

Mauer

(Serpentin)

„    Lago lungo-Gorzentetal bei Genua    „

„    Serbatoio d’elle Lavagnina bei Genua    „

Millionen

in³

94,0

9,7

38,0

13,9

1,6

146,0

11,0

2,0

5,3

5,8

39,0

18,0

114,0

1 580,0 1 357,0 662,0 121,0

17,0

25,0

13,5

97,0

2,0

16,0

13,0

2 300,0

54,0

20,0

13,0

8,8

5,0

1,3

4,5

3,0

1,8

1,6

1,3

2,4

3,6

1,1

einiger ausgeführten Stauweiher des Auslandes.

Nieder

schlags

gebiet

km*

~ ~ S I s I S £ §

tc C> 35

C ic C

Größte Höhe in Meter

Talsperre Wasserstand fremde

Währung

Preis pro Kubikmeter geschaffenen Stauraumes

Heller

Bemerkungen

Jp oo © p

— — —

O CC X <1 I O» oc CO 05 ¹

12,2

86,5

65,0

11,7

52,0

10,6

27,4

9 562,0

21,6

85,0

3 000,0

90,0

M M to M to M -J O' GCjXjt-

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C» Ctf CP *- CP «J 05 09 X O *»

Vj 0 0*00 ©

O. t>. »05 y~> -* <M

26,50

6,20

15,00

16,80

18,30

19,50

17,00

30,00

29,00

28,00

41,50

14,50

15,20

46,00

35,35

45,10

50,00

33,50

32,00

32,00

0,02 Fr. 0,057 „ 0,025 „ 0,054 „ 0,010 „ 0,042 „ 0,061 M.

0,14

0,61

0,63

0,08

2,10

0,076

0,26

0,046

0,76

0,18

0,0(5

0,09

0,03

0,65

0,08 Fr. 0,32 M. 0,25 Fr. 0,125 „ 0,27 „ 0,47 „ 0,34 „ 0,50 „ 1,00 „ 1,00 „ 0,31 Lira

0,53 „ 0,23 „

4-    CO CJ' CC

O *o O *C *X *tc *o **- *;p V. *o

-O -.7 »-»

O    -J

246,0

12,2

0,44

8,9

30,0

5,0

89,0

21,0

7,0

10,0

2,9

78,0

8,0

38,0

25,0

12,5

27,0

47,0

34,0

50,0

100,0

100,0

30,0

to V'

o o

Rotliegender Sandstein.

Porphyrfels.

Granit.

II. Tabellarisches Verzeichnis der wichtigsten Konstruktions- und Bau-

Reservoir

Höhe

Länge

Inhalt

Stau- Fassungs- Einzugstiefe

raum

gebiet

Jährliche

Abfluß-

Kosten inkl. Grunderwerb

Baujahr

menge

total

der Talsperre

Name:

Land- oder Flußgebiet:

pro m Fassungsraum

Bemerkungen.

Tausend

m⁸

Mill. m»

km²

Mill.

Mill. m⁸ Kronen

Heller

Remscheid (Eschbachtal). . Westfalen

(Wuppergebiet)

Panzertal bei Lennep .    . . Wuppergebiet 1905/08

1889/91

160,0 !

18,0

7,5

1,065

0,300

4,50    3,600    0,692 :    65

1,50    1,200    0,467

156

Bevertal bei Hückeswagen .

1896/98

250,0

16,0

3,300    22,00    17,520    1,716

52

Neuere Daten nach Borchardt.

Erweiterung 1905 gegen 1891

Qx = 0,72 Mill. m³ Abfluß pro km².

1897/98

1898/99

1—> <—» O» oc s«

18,5

19,3

2,600

0,300

8,000

0,650

1,284

0,612

49

204

Haspertal bei Haspe .    . .

Versetal oberhalb Werdohl.

Ruhrgebiet

Westfalen

(Ruhrgebiet)

Ruhrgebiet

1898/1900

1900/02

1894/96

1894/96

O iC

I I

© o o cf cf *3

29,7

36,0

27,0

19,5

2,500

3,150

0,700

0,450

4,400

8.500 2,800

5.500

§111

(M ec C O

1901/03

1902/03

Hennetal bei Meschede . . Ennepetal bei Radeformwald Glörbachtalsperre b. Brecker-feld.........

1901 05 1902/04

1902/04

to || jS I

157,0

165,0

ec

io

ec*

OJ CM

2,050

1,650

5,700

3,800

>c o

ci CI

rH o

iz cc zz    cc

05 O »Q l> 00 *HI

Jährl. Regenhöhe 1000 mm (IQ, = 1,08 Mill. m³).

üstertal bei Plettenberg . . Jubachtal bei Meinerzhagen

1903/06

1904/05

Urfttal bei Gemünd. . . . Eifel (Ruhrgeb.) 1899/1904 Neyetal bei Remscheid . . Wuppergebiet 1891/93 Nettetal bei Altena ....

Negertal bei Siedlinghausen

Glennetal........

Möhnetal bei Soest....

Ruhrgebiet

1908/11

"© "00

152,0

"oa

Marklissatalsperre .    .    . .

Edertal (FürstentumWaldeck)

Okertal........

Höfen.........

Hürtgen........

Iserlohn........

Iserlohn........

(Westfalen)

Queiß

Wesergebiet

Rheinland

Westfalen

1901/05

1910/13

O    CO o o o o

£ I I I I g    SS Sf 8 I 8 I

226,0

220,0

r-    (M iOCiCOOOO

8* 3 SS S §3    3 8 a 8 8 8

9,5( H) 10,300

2,100

3,100

1,050

45,500

6,000

1,500

4,000

5,000

130,000

150,0

400,0

52,70 40,000    3,120

48,00 38,000    3,120

7,20

5,500

0,936

32

30

47

Qx = 0,75 Mill. m⁸ Abfluß pro km*.

12,60    10,600

6,60    5,000

375,00    180,000

416,00    245,000

16,000    303,00 229,000

0,200

O CO CM iO

ec

»-T ©~

tjT CM* Cf i-H CM* iC*

eo co oo oo M ® OC C

o o o o

46

76

10

48

66

Qx = 0,75 Mill. m³ Abfluß pro km*.

Qi = 0,42.

Projektiert Qx = 0,793. Projektiert.

48

43

19

26

3,864 23,300

12

20

18

76

Grunderwerb allein 6,3 Mill. Mark.

öi = 0,50. Q\ — 0,54.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

29

Reservoir

Höhe

Länge

Inhalt

Baujahr

Name:

Land- oder Flußgebiet:

der Talsperre

Stau- Fassungs- Einzugstiefe

raum

gebiet

Jährliche

Abfluß-

menge

Tausend

m⁸

Mill. m⁸

km⁴

Mill. m³

Kosten inkl. Grunderwerb

total

Mill.

Kronen

pro ma Fassungsraum

Bemerkungen.

Heller

Listertal bei Atterdorn . . Ruhrgebiet Ileidewasser bei Herischdorf Bobergebiet

Buchwald.......

Mauer (Bobertal).....

Groß-Zacken (Warmbrunn) .

Zieder bei Grüssau....

Lomnitz bei Krummhübel .

Schweinlich bei Weißbach .

Kleine Neiße......

Mohre bei Seitenberg . . .

Wölfeisgrund......

Langwasser bei Friedeberg.

Kalterberger Wald .    .    .    .

Lennep ........

Lichthardt .......

Maularzhütte......

Reifeihardt.......

Schewenhütte......

Zweifallshammer.....

Frankenberg......

Zweifall........

Alfeld (Vogesen).....

Altenweiher (Vogesen) . .

Lauchensee „    .    .

Schießrotried „    .    .

Gothaer Talsperre (Tambach)

Chemnitz........

Katzbachgeb.

Neißegebiet

Glatzer Neiße Queißgebiet Rheinland

Elsaß

Thüringen

Sachsen

1909/11 1901 06 1904/06 1905/11 1905/08

1903/06

1909

1904/12

1909

1905/08

1905/07

1908

1893/94

1888 88 1886/88 1889/95 1886/91 1902/06 1890/93

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180,0

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13,8

4,0

10,0

10,0

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22,000

4,000

2,303

50,000

6,000

0,810

0,540 0,525 3,(XX) 0,680

0,480 0,900 1,150 0,910 3,400 5,500 0,118 6,000 5,000 6,000 6,(XX) 9,000 4,000 8,000 1,100 0,725 0,900 0,325 0,775 0,360

67,(XX) 92,000 59,000 1210,000 118,000

94,200

11,000 37,(XX) 50,000 19,(XX) 39,(XX) 18,000 51,000 51,500 25,000 62,000 33,000

54,000

16,500

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g&llsssiis 8 8 © 8 8 ©

21

28

60

18

31

54

144

58

Erddamm.

Mauer aus Beton.

Mauer aus Bruchstein. Erddamm.

2 Becken übereinander — Erddämme.

Mauer.

Erddamm.

45

47

29

43

41

30

68

17

14

Mauer.

Qx = 0,50 Mill. m³ pro km⁴.

84

50,(XX) 30,000 34,000 37,500 70,000 23,000 65,OCX)

4.200

1.200 5,500 0,124

21,000

2,700

16,000

19,000

35,000

12,000

32,000

3,500

0,800

1,200

1,080

1,620

0,720

1,440

0,528

0,323

1,170

0,175

1,050

1,560

19

18

20

18

18

18

18

48

50

130

54

137

Q, = 0,50. Q\ = 0,50. Qx = 0,52. Qi = 0,50. Q! = 0,83.

Klingenberg......

Lohnweiler.......

Osterode........

Weißeritz (5 Stauweiher). .

1912/14

Kurpfalz

Harz

Vogtland

1879

O “O I I © »o I

0 0*0 O X «5 l

T-H Ol    I

co

132,0

33,0

00 h* o o*

§11 i

90,900

68,800

4,248

27

Durchschnittliche Regen höhe 726 mm (Qr = 0,29 Mill. m*).

Für Wasserversorgung.

1,900

7,200

24

26

43

Geigenbachtal (Plauen) . .

1904/10

275,0

120,0

Bloß */₄ des Jahresniederschlages zum Abfluß gebracht.

36,0

3,530

13,145

60-70 °/₀

3.000

95

Reservoir

Höhe

Länge I Inhalt

Kosten inkl.

Baujahr

Name:

Land- oder Flußgebiet:

der Talsperre

Tausend

m⁸

Stau- Fassungs- Kinzugs-tiefe

raum

gebiet

Jährliche Crunderwerb Abfluß-

menge total

pro m8 Fassungsraum

Bemerkungen.

Mill. m⁸

Mül.

km* Mill. m⁸ Kronen Heller

Komotau

Böhmen

1900/08

42,6

166,0

41,0

DB

0,700

12,00    2,147    2,000

1 larzdorferSperre b.Relchen-

herg........ .

Schwarze Neiße (Friedrichs-walder Sperre) . . . .

Voigtsbach.......

Mtthlscheibe......

Grünwalder Sperre (Neiße).

Görsbach........

Eisen berg.......

1 lassensteinsperre b. Kaaden Rauschengrundsperre b. Brüx

3 678(XX) m\ also 60*/0 Abflußquote (£>, = 0,18).

1902/04

1902 06 1904 06 1904/06 1906/09

1902/04

19,0

23,6

16,8

22,0

20,0

21,6

23,0

38,0

42,0

167,0

840,0

146,0

166,0

tc —

90,0

198,0

176,0

16,2

42,0

12,0

16,0

43,0

32,0

8,6

63,0

60,0

M M M M    »—*

Cö Cß Oö p*    j© j»

b "o o¹ 's¹ ’c ’s* o b*

r*.

0,630    15,60

1,160

0,826

CC

vH

1,800 0,472 0,616 2,976 1,030 0,460

36,70    11,200    1,900

1,281    16,00    8,360    1,800

Hammergrandsperre f. Brüx

1911/13

63,0    210,0    116,0

41,6

1,500

8,00    3,000    3,800

Neuhaus bei Neudek . . Neuhammer bei Neudek . Krausebauden bei Spindel

mühle.......

Jaispitz.......

Weirowitz......

Bvstriczkatal (Betschwatal)

Abflußkoeffizient = 0,6 Generalprojekt Qx — 0,31. Generalprojekt Qx = 0,62 für die WasseVersorgung der Stadt Teplitz. Für d. Wasserversorgung der Stadt Brüx (ohne Grundeinlösungskost.).

Mähren

1911/14

1894/97

1908/12

^ m tC **

O p* Cjö

o b» © b*

164,0

110,0

170,0    78,0

tc M W

«4 QD t>0 t« © O o» os

8,393

4,728

2,060

3,410

3.400    68,00    75,000

0,360    130,00

1,600    380,00    -

4.400    64,00    —

3,300

0,290

0,268

5,000

Wiestalsperre

Salzburg

1911/13

34,0

63,0

12,0

tC

Klinesperre bei Gacko . . Musicafluß 1892/97

(Herzegowina)

26,4    100,0

11,0

6,260    175,70    6,200*    0,900

(Nieder-wasser-menge)

Gebaut für den Donau-Oder-Kanal (exklusiv Grundeinlösung).

Kraftanlage: Niederwasser 1,5—2,0 m*, Normalwasser 3 m* Maximalwasser 6 nt⁸.

mit Unterbrechungen

tc

<=>

1,730    80,00

0,700

*-

Tabelle über das Verhältnis der Mauerhöhen zur Sohlenbreite einiger ausgeführter Talsperrenmauern.

Einheitspreise für Wasserbauten.

Tal:

Staugrund:

Kronen

breite

Bo

Breite ß,t an der Fundamentsohle

Größte

Mauer

höhe

Ver

hältnis

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Einheitspreis

Bu

1.

Eschbachtal (Remscheid)

Ton und Lenneschiefer (Grauwacke)

4,00

15,0

25,0

0,60

Bevertal.....

Lingesetal.....

Bobertal (Buchwald) . Fülbecketal .... Langetal (Nordhausen) Tambachtal ....

Versetal......

Urnitztal (Wölfeisgrund) Glörbachtal .... Herbringhaustal. . .

Haspetal.....

Neyetal (Remscheid) .

Hennetal.....

Östertal......

Listertal......

Möhnetal.....

Konglomerat u. Grauwacke Lenneschiefer Grauwacke und Schiefer Lenneschiefer

Gneis

Lenneschiefer

4,50

4,50

3,00

3,50

4,00

4,50

4,00

3,30

4,50

4,50

4,00

4,50

6,00

4,50

5,50

17,0

17,0

17,5

16,0

19,6

19,2

19,5

18,9

23,0

24,0

23,6

22,7

28,5

27,8

30,0

26,0

0,68

25,6

0,67

26,7

27,0

27,6

27,7

28,5

30,2

32,0

33,0

33,7

33,8

36,3

39,8

40,0

0,66

0,59

0,71

0,69

0,68

0,63

0,72

0,73

0,70

0,67

0,79

0,70

0,75

Ennepetal.....

Sengbachtal (Solingen) Queißtal (Marklissa) . Edertal (Waldeck) . .

Urfttal......

Bobertal (Mauer) . . Klingenberg ....

Malter......

Bernhau.....

Porabka.....

Königreichwalde . . Krausebauden .    .    .

Brüxer Sperre . . . Bystriczka-Sperre . . Jaispitz-Sperre . . . Wiestal-Sperre . . .

Weicher Schiefer und harte Grauwacke

Lenneschiefer

Gneis

Tonschiefer und Grauwacke

Gneis

(Sachsen)

(Galizien) (Böhmen) (Böhmen) Granit (Böhmen) Granit und Gneis (Mähren) Sandstein „ Gneis (Salzburg) Dolomit

6,00

4,50

4,50

6,00

5,75

5,50

7,20

5,50

6,90

6,00

5,50

7,20

6,15

5,10

4,60

4,00

5,00

34,6

32,9

36,5

39,1

33,9

50,5

50,2

34,7

31,3

41,6

22,3

37,8

36,0

50,0

29,0

16,6

22,0

40,3

40,9

43,0

45,0

47,6

58,0

00,0

40,0

37,0

38,1

32,0

41,4

41,6

53,0

40,0

23,0

28,0

0,85

0,80

0,85

0,87

0,71

0,86

0,83

0,87

0,84

1.09

0,69

0,91

0,86

0,94

0,72

0,72

0,78

2.

I. Erd- und Itauiueisterarbeiten.

Erdarbeiten für die kurrenten Gerinn uferherstellungen, inkl. des Aushubes für die Uferschutzbauten bezw. deren Fundamente.

Abgrabung und Aushebung nach den gegebenen Profilen, ohne Unterschied der Bodengattung und der Aushubtiefe und ohne Unterschied, ob die Aushebung im Trockenen oder unter Wasser erfolgt, samt Verführung des Materials ohne Unterschied der Verführungsdistanz, samt der bedingungsgemäßen Herstellung der profilmäßigen Dämme mittels Anschütten und Stampfen in 30 cm hohen Schichten, samt der Deponierung des überschüssigen Materials auf die von der Bauleitung beigestellten Deponierplätze oder in die alten abgebauten Arme, samt Anschütten, Stoßen und Planieren des zu deponierenden Materials, samt Beseitigung des Buschwerkes von der Abgrabungsstelle, samt vollständiger Ausrodung aller Wurzeln und Stöcke aus dem abzugrabenden und anzuschüttenden Terrain, samt dem Abheben der ca. 15 cm dicken Humus- oder Rasenschichte von den Abgrabungs- und Anschüttungsflächen, der zeitweiligen Deponierung dieser Schichten samt der Wiederverwendung derselben zur Humierung und Berasung der Gerinn- bezw. Dammböschungen, samt sorgfältiger Besämung der sonst nicht anderweitig gedeckten Böschungen mit Grassamen, samt allfälligen Pölzen und Wasserschöpfen.

Hierfür wird an aller Arbeit. Material, Requisiten, Transportmittel, inkl. Herstellung und Erhaltung etwaiger Transportwege, Materialtransportbahnen etc., samt Regie, zusammen an allem und jedem vergütet pro Kubikmeter .    .

Anmerkung: Die gesamte Erdbewegung, das ist Aushebung oder Abgrabung inkl. Anschüttung, wird rücksichtlich des Ausmaßes nur nach den wirklichen Abgrabungsdimensionen der planmäßig hergestellten Gerinnprofile berechnet und bezahlt. daher für das etwaige Abrutschen der Böschungen und neuerliche Aushebung des Gerinnquerschnittes keine Mehrverrechnung oder Mehrvergütung eintritt und der Unternehmer diese Leistungen aus Eigenem, auf seine Gefahr und Kosten zu bestreiten hat.

Erdarbeiten für die Kunstbauten.

Abgrabung und Fundamentaushebung bezw. Baggerung, genau nach Zeichnung hergestellt, ohne Unterschied der Bodengattung und der Aushubtiefe und ohne Unterschied, ob die Aushebung im Trockenen oder unter Wasser erfolgt, samt Verführung des Materials ohne

80

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Einheitspreis

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Unterschied der Verführungsdistanz und der bedingungs-gemäßen Herstellung der profilmäßigen Dämme, sowie der Deponierung des überschüssigen Materials auf die von der Bauleitung beigestellten Deponierplätze, samt Pölzen und Wasserschöpfen, samt allem und jedem und der etwa erforderlichen Herstellung eines entsprechenden Fangdammes, in allem übrigen wie Nr. 1 des Preistarifes. pro Kubikmeter fix und fertig hergestcllt. wird vergütet l—2 K. im Mittel .

cm großen.

3. Deckrasenbelag aus regelmäßig geschnittenen

.HO

30

fetten Rasentafeln, samt Anpflockung. Erzeugung der Rasen-ziegel und der Pflöcke, samt Beifuhr des Materials und der Beschaffung der zur Erzeugung des Materials erforderlichen geeigneten Grundflächen, an allem und jedem pro

Quadratmeter..................

4.    Flechtzäune, nach Zeichnung hergestellt aus 1,5 m langen. 7 bis

10 cm dicken, am unteren Ende zugespitzten und in Entfernungen von je 50 etn voneinander in den Boden ca. 1 m eingetriebenen Pflöcken aus frischem Weiden- oder Erlenholz. samt Herstellung der Löcher mittels Vorschlagers, inkl. der Verflechtung mit dünnen, biegsamen und auswachsenden Weidenruten, samt Herstellung eines ca. 15 cm tiefen Grabens und dem Beschütten der fertiggcstcllten Flechtzäune mit dem Aushubmateriale. Die Höhe der Aus-flcchtung muß mindestens 40 cm betragen und müssen hiervon 25 cm zutage liegen, pro Kurrentmeter Flechtzaun, an Material und Arbeit, an allem und jedem, fix und fertig hergestcllt .

5.    Spreitlagen zur Versicherung von Gerinn- und Dammböschungen

aus ca. 3—6 m langen jungen Weidenruten, welche auf die zu schützenden Böschungen beiläufig in einer Mächtigkeit von 5 cm mit den Spitzen abwechselnd nach aufwärts und nach abwärts gelegt und mit den je 1 m voneinander entfernten. 8—10 cm dicken Weidenwürsten durch je 1 m voneinander eingeschlagenen, ca. 50 cm hohen und 5 cm dicken Weidenpflöcken niedcrgehalten werden, samt dem Zudecken der Spreitlagen mit Muttererde 10 cm hoch. An allem und jedem, das ist also inkl. der Würste. Pflöcke und Befestigungsmittel (Draht), pro Quadratmeter fix und fertig hergestellt . . .

6.    Steinwürfe. an den Tagflächen abgearbeitet, aus wetter

beständigen. harten Bruchsteinen, wovon */₄ des benötigten Quantums eine Größe von 30—60 dm* und der Rest eine Größe von nicht unter 5 dm* haben sollen; an Lieferung und Beistellung der Steine, inkl. des Aufschlichtens in leicht meßbaren Figuren zunächst der Verwendungsstelle, samt der Anarbeitung des Steinwurfes an Ort und Stelle nach den

30

48

60

60

-j

ac

bedingungsgemäßen Profilen, inkl. der Abarbeitung der Tagflächen mit senkrecht auf die Böschungsfläche abgearbeiteten Steinen und der Herstellung des Fußes für das sich event. anschließende Steinpflaster, samt dem eventuellen Auszwicken der Fugen, an aller Arbeit, Requisiten. Regie pro Kubikmeter fix und fertig hergestellten Steinwurfes . . .

Böschungspflaster aus 25 cm hohen, auf den Sturz gestellten, harten, wetterbeständigen Steinen, samt Herrichtung der zu pflasternden Flächen nach den normierten Profilen und Herstellung einer 10 cm dicken Sandbettung zur Aufnahme des Pflasters, samt dem Auszwicken der Pflasterfugen, an aller Arbeit, inkl. der erforderlichen Erdbewegung, an allen Materialien, Requisiten und Regie, an allem und jedem pro Quadratmeter..................

Bruchsteinpflaster in Zementmörtel als Böschungs- und Rostpflaster aus 25 cm hohen, auf den Sturz gestellten, harten, wetterbeständigen Bruchsteinen, samt Herrichtung der zu pflasternden Flächen nach den normierten Profilen in ein 5 cm starkes, hydraulisches Mörtelbett gelegt, samt Ausgießen und Verbrämen der Fugen mit Zementmörtel pro Quadratmeter fix und fertig hergestelltes Pflaster ....

Trockenmauerwerk aus großen, lagerhaften, wetterbeständigen, harten Bruchsteinen, an Lieferung, Beistellung und Zurichtung der Mauersteine, Ausführung des Mauerwerkes bis zur Vollendung, an allem Materiale, samt Auszwicken oder Fugen mit Moos, an aller Arbeit. Regie. Requisiten. Ge-rüstung etc., alles zusammen pro Kubikmeter......

Fundamentmauerwerk aus großen, harten, lagerhaften Bruchsteinen in hydraulischem Zementmörtel im Mischungsverhältnisse von 1 Teil Zement und 2 Teilen reschem, gereinigtem Sand, ohne Unterschied der Tiefe und Dicke des Mauerwerkes, inkl. Pölzen und Wasserschöpfen. An allem Materiale, aller Arbeit, samt Requisiten. Gerüstung. Regie, das ist an allem und jedem, pro Kubikmeter fix und fertig .

Tagmauerwerk aus großen, lagerhaften, wasser- und wetterbeständigen, harten Bruchsteinen in hydraulischem Zementmörtel (2 Teile rescher, gereinigter Sand und 1 Teil hydraulischer Zementkalk), die sichtbaren Teile als Zyklopenmauerwerk aus großen, abgearbeiteten Steinen mit glatten Stirnflächen in genau zusammenpassenden, geradlinigen Stoßfugen, ohne Zwickel gemauert, die Fugen vergossen und verbrämt, einschließlich der Einmauerung bezw. Versetzung aller Holz-und Eisenteile der Kunstbauten, pro Kubikmeter fix und fertig hergestellt, an allem und jedem.........

s:

oc

ac

ö»

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Nr.

Gegenstand:

12.

13.

14.

15.

16.

17.

18.

19 a.

19 b.

Betonmauerwerk aus normalmäßig geschlägeltem Schotter, hydraulischem Zementkalk im Verhältnis von l Teil Zementkalk, 2 Teilen reschem, gereinigtem Sand und 2 Teilen Schlägelschotter, fix und fertig hergestellt, nebst allen Verrichtungen zur Versenkung des Betons, samt Gerüstutig, Pölzung und Wasserschöpfen, samt der Versetzung der sämtlichen Holz- und Eisenteile der Kunstbauten, inkl. der Herstellung eines ca. 5 cm starken Portlandzementverputzes den Tag- bezw. Außenflächen, samt Abschlcifen dieser Schichte, fix und fertig hcrgestellt pro Kubikmeter. . . . Portlandbetonmauerwerk aus normalmäßig geschlägeltem Schotter und Portlandzement im Verhältnisse von 1 Teil Portlandzement, 2 Teilen reschem Sand und 2Teilen Schotter, fix und fertig hergestellt wie Nr. 12, pro Kubikmeter . . . Ziegelmauerwerk aus Wienerberger Ziegeln in hydraulischem Zementmörtel, die Fugen mit Zement verstrichen und verbrämt, einschließlich etwaiger Einmauerung von Holz- und Eisenteilen, an aller Arbeit, Requisiten, Gerüstung und Regie

pro Kubikmeter.................

Gewölbemauerwerk aus geschlämmten Wienerberger Ziegeln in hydraulischem Zementmörtel, die Fugen mit Zement verstrichen und verbrämt, an aller Arbeit, Requisiten, Gc-

rüsturig, Ausschalung und Regie pro Kubikmeter.....

Deckplatten, 10 cm stark, aus ganz hartem Stein, rein abgearbeitet, samt Anarbeiten der Wassernase, samt Versetzen in Portlandzementmörtel und Einlassen der \ erbindungs-

klammern pro Quadratmeter............

Deckplatten, 15 cm, sonst wie Nr. 15, pro Quadratmeter . . . Auflagerquader aus ganz hartem Stein, inkl. Versetzen und

Verklammern pro Kubikmeter............

Hackelsteinverkleidung für die Schleusen und Wehranlagen aus ganz harten, bedingungsgemäß gelieferten, 50—60 cm hohen Häckelsteinen in Portlandzementmörtel als Läufer und Binder mit senkrechten Fugen, an den Außenseiten glatt angearbeitet und inkl. der Lieferung der ordentlich behauenen Eckstücke, welch letztere auf 2 Seiten entsprechend abzuarbeiten sind, samt Verbrämen der Fugen mit Portlandzementmörtel, inkl. des Versetzens der Holz- und Eisenteile für die gesamten Schleusenanlagen, als Aufzahlung für die bereits im Bruchsteinmauerwerke verrechnete Kubatur pro

Quadratmeter fix und fertig............

Hackelsteinverkleidung für die Brücken aus harten, bedingungsgemäß gelieferten, 40—50 cm hohen Häckelsteinen in Port-

20.

an

<M

CC

20

26

15

20

100 ¹

18

mpm

21.

22.

23.

24.

landzementmörtel als Läufer und Binder mit senkrechten Fugen angearbeitet, an den Tagflächen mit einem je 3 cm breiten Randbande rauh abgestockt und sonst mit 6—10 hervorstehenden rauhen Bossen versehen, als Aufzahlung für die bereits im Bruchsteinmauerwerke verrechneteKubatur

pro Quadratmeter fix und fertig...........

Glasierte Steinzeugrohre, 250 mm im lichten Durchmesser liefern, an Ort und Stelle zuführen, in Zementmörtel versetzen. samt der Herstellung, Zuschüttung und Einstampfen des Rohrgrabens, das ist an allem und jedem, fix und fertig

hergestellt pro Kurrentmeter............

Straßengrundbau aus 15 cm hohen, mit den breiten Flächen nach unten gelegten harten Steinen, die Zwischenräume fest verkeilen und verzwicken, inkl. der Lieferung und An-arbeitung der beiderseitigen, 30 cm hohen und ca. 45—50 cm langen Randsteine, an allem und jedem pro Kubikmeter . . Straßenbeschotterung aus normalmäßig geliefertem Schlägelschotter, samt Zufuhr und dem Aufrichten in Prismen ä 2 m3 und dem Ausplanieren des Schotters nach erfolgter Übernahme desselben, an allem und jedem pro Kubikmeter . . Straßenbeschotterung aus rundem Donauschotter, sonst wie

Nr. 22.....................

Altes Mauerwerk abbrechen, das Material reinigen, sortieren und schlichten, pro Kubikmeter............

cm

10

25.

II. ZimmermAnnsarbeiten und Eisenteile.

Die Einheitspreise der Zimmermannsarbeiten verstehen sich samt aller Materiallieferung und Zufuhr, allen Requisiten und Regie; dieselben begreifen die vollständige, von der Bauleitung vorzuschreibende, sinngemäße Anarbeitung der Hölzer (Zuspitzen, Zapfenschneiden, Löcherstemmen, Hobeln, Behauen und alle anderen notwendigen Zurichtungen) nebst allen Nebenarbeiten, -Leistungen und Beistellungen (Zubringen, Wasserschöpfen, Gerüsten, Versetzen etc.) bis zur fertigen, für die Übernahme geeigneten Vollendung der betreffenden Objekte. Es darf nur im Winter geschlagenes Rotlärchen- oder Eichenholz verwendet werden. Eine Vergütung für Eisenteile findet nur dort statt, wo bei den Zimmermannsarbeiten die Lieferung und Anarbeitung der Eisenteile nicht mit inbegriffen ist.

a) Aus im Winter geschlagenem Rotlärchenholz.

Pilotierung bei den Uferschutzbauten und bei den Schleusenanlagen, inkl. Beistellung, Zufuhr und Anarbeitung des Materials.

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Einheitspreis

Nr.

Gegenstand:

Aus bis zu 6 m langen, 20—30 cm am dünnen Ende im Durchmesser haltenden Rundpiloten, inkl. des projekts-gemäßen Einrammens der Piloten, das ist entweder bis zum Festsitzen oder aber event. bis auf die ganze Länge, samt Spitzen und Herrichten der Piloten, samt dem Befestigen des Schuhes    und dem Anlegen des    Schlagringes,    inkl.    des Transportes,    der Aufstellung, dem Rammen mittels Ramm

maschinen und des Abschneidens der eingerammten Piloten. An allem Material, Zufuhr, Arbeit und Regie pro Kurrentmeter fix und fertige Pilotierung:

a)    bei    einem Durchmesser    der Piloten    von    20 cm am

dünnen Ende.................

b)    bei    einem Durchmesser    der Piloten    von    25 cm am

dünnen Ende.................

c)    bei    einem Durchmesser    der Piloten    von    30 cm am

dünnen Ende.................

teile gehobelt. An Material, Zufuhr und Anarbeitung, fix und fertig hergestellt pro Kurrentnieter: a) bei einem Querschnitt von 20/25 cm........

b)

„ 30/30 und 30/32 cm . .

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81.

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09

Pilotierung bei den Brücken und Stegen, inkl. Beistellung, Zufuhr und Anarbeitung des Materials.

Aus bis zu 10 m langen, 20—30 cm am dünnen Ende im Durchmesser haltenden Rundpiloten, sonst genau wie in Nr. 25 beschrieben wurde und inkl. der erforderlichen Ramm-An allem Material, Arbeit und Regie pro

gerüste etc.

Kurrentmeter fix und fertiger Pilotierung wird vergütet:

Endbäume, innere, für Brücken und Stege, in Längen bis zu 11 m; aus im Mittel 36 cm im Durchmesser haltenden Hölzern angcarbeitet, die Auflager im Ausmaße 30/32 cm, auf eine Länge von je 2,5 m behauen, sonst rund und bloß oben für die Brückstreu behauen. An Material, Zufuhr und Anarbeitung, fix und fertig hergestellt pro Kurrentmeter .    . .

Endbäume, auswendige, für Brücken und Stege, vierkantig behauen, bis zu 9 m lang, sonst wie Nr. 30:

a) bei einem Querschnitt von 20/25 cm........

„ 30/30 ..........

Endbäume, innere, für Brücken und Stege, in Längen bis zu

9 m, sonst wie Nr. 31, pro Kurrentmeter........

Brückstreu aus 15/15—16/16 cm rein gehauenen Brückenstreuhölzern bis 5 m Länge, samt Legen, Pressen, Annageln und Beigabe der Nägel, inkl. Beigabe der um je 50 cm über die Breite der Fahrbahn herausragenden längeren Brückenstreuhölzer zur Befestigung der Geländerstreben pro Quadratmeter fix und fertig hergestellt...........

00

SO

00

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Kappbäume, bis 6 m lang, alle vier Seiten reinkantig behauen, die Tagteile gehobelt. An Material, Zufuhr samt Arbeit, fix und fertig hergestellt pro Kurrentmeter:

a) bei einem Querschnitt von 20/25 cm........

„ 30/30 ..........

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„ 30 „    „

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Eisruten aus bis zu 8 m langen, zweiseitig behauenen, am dünnen Ende wenigstens 15/20 cm starken Hölzern, samt Annageln und Beigabe der Nägel pro Kurrentmeter:

a) bei einer Breite der Eisruten von 15 cm......

„20........

Die Nägel müssen wenigstens 15 cm in die Piloten ein-

greifen.

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Sattelhölzer, auswendige, in Längen von 1.5—2,5 m, an allen vier Seiten behauen, dieTagteile gehobelt. An Material, Zufuhr und Arbeit, fix und fertig hergestellt pro Kurrent

cc

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meter:

a) bei einem Querschnitt von 20/25 cm........

„ 30/30 ..........

Sattelhölzer, inwendige, in Längen von 1,5—2,5 m, an zwei Seiten behauen, sonst wie Nr. 28. pro Kurrentmeter:

a) bei einem Querschnitt von 20/25 cm........

„ 30/30 ..........

Endbäume, auswendige, für Brücken und Stege, in Längen bis zu lim, auf vier Seiten reinkantig behauen, die Tag-

b) „

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Rauhe Verschalung über die Hirnflächen der Endbäume bei den Landjochen der Brücken und Stege aus 5 cm starken Pfosten, samt Beigabe der Nägel, fix und fertig hergestellt

pro Quadratmeter................

Kreuzriegel bei den Stegen, aus 10/16 cm Holz, bis zu 4 m

lang, inkl. Annageln pro Kurrentmeter........

Deckpfosten über den Zusammenstoß der Brückstreuhölzer, 5 cm stark. 30 cm breit, aus 5—6 m langen Pfosten, samt Beigabe der Nägel und Annageln pro Kurrentmeter .    .    . .

Brückengeländer samt Mittelriegel und Schotterbaum, alles rein gehobelt, genau nach Plan hergestellt und fertig aufgestellt. Die Geländerbäume, Geländersäulen, Schotterbäume, in- und auswendigen Streben aus je 16/16 cm Holz, die Ecksäulen 16/18 cm, der Mittelriegel 10/10 cm, fix und fertig her-

4—

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Nr.

Gegenstand:

40.

41.

42.

43.

44.

45.

46.

gestelltes Geländer, samt Beigabe der notwendigen Verbindungsklammern pro Kurrentmeter.........

Steggeländer mit Mittelriegel, alles rein gehobelt, genau nach Plan hergestcllt, fix und fertig aufgcstellt. Geländersäule und Geländerbaum aus 15/16 cm, Mittelricgel aus 10/10 cm Holz, Streben und Büge 15/16 cm, samt Beigabe der Nägel

und Annageln pro Kurrentmeter...........

Hölzer für Längszangen oder Kappbäume bei den Uferschutzbauten aus bis zu 9 m langen, vierkantig behauenen Hölzern von 15/20—20/25 cm Querschnitt. An Material, Zufuhr und Arbeit wird pro Kurrentmeter vergütet:

a) bei einem Querschnitt von 15/20 cm........

20/20 ..........

,. 20/25 ..........

Querzangenhölzer für die Uferschutzbauten, bis zu 5 m lang, zweiseitig behauen, von 15/20 cm Querschnitt am dünnen Ende. An Material, Zufuhr und Arbeit pro Kurrentmeter . Gehobelte Stichbettbedielung aus 5 cm starken, 30 cm breiten gefugten Pfosten, samt Befestigung mittels 15 cm langer Schiftnägel, inkl. Beigabe derselben pro Quadratmeter fix

und fertig....................

Gehobelter Bohlenbelag, 5 cm stark, samt Beigabe der Nägel und Anarbeitung. inkl. Hobeln der Tagflächen, fix und fertig hergestellt an allem und jedem pro Quadratmeter • Mauerbänke und Stegschwellen bis zu 5 m lang, vierseitig behauen, 15/20 cm im Querschnitt, an den Tagflächen gehobelt,

pro Kurrentmeter................

Gehobelte Verschalung des Versteifungsgerippes bei den Mittelgriessäulen der Grundschleusen aus 5 cm starken, bis 6 m langen gehobelten, gefugten Pfosten pro Quadratmeter .    .

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49.

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47.

Pilotierter Rost für die Fundamente von Ufermauern und Brücken aus 4 m langen, am dünnen Ende 20 cm im Durchhaltenden und in Entfernungen von je 1 m auf ihre Länge eingerammten Rundpiloten, inkl. Beigabe und

messer

ganze

des Anarbeitens der 4 kg schweren Pilotenschuhe, sowie Legen und Befestigen der beiderseitigen 15/20 cm starken Längsschwellhölzer und der 15/20 cm in Entfernungen von je 1 m anzuordnenden Querschwellhölzer. Die Schwellhölzer sind bloß oben und unten reinkantig zu bearbeiten, Beigabe der erforderlichen Verbindungsklammern, fix

samt

und fertig hergestellt pro Quadratmeter

35

Schwellrost für Ufermauern und Brücken aus 15/20 cm starken Schwellhölzern, das ist den beiderseitigen Langhölzern und

den in Entfernungen von je 1 m eingebundenen Querriegeln, die Schwellhölzer bloß oben und unten rein behauen, samt Beigabe der 30 cm langen eisernen Verbindungsklammern über jeder Kreuzungsstelle der Schwellen, fix und fertig hergestellt pro Quadratmeter.............

Gefugte rauhe Verschalung bei den Bohlwerkswänden, als Abschluß der Bohlwerksgerippe, aus 4—6 m langen, im Mittel 30 cm breiten und je 8 cm dicken Ffosten, an Material samt Anarbeitung, inkl, Beigabe und Annageln der 16 cm langen Nägel, so daß jeder Pfosten an jeder Pilote zweimal angenagelt wird. inkl. der etwa erforderlichen Erdarbeit, dem Wasserschöpfen, Pölzen und Gerüsten, das ist an allem und jedem pro Quadratmeter fix und fertig hergestellt . . . . Gefugte Spundwände zu den Bohlwerkswänden, als Abschluß der Bohlwerksgerippe, aus 3—5 m langen, 8 cm dicken, 20 bis 30 cm breiten, gefugten Spundpfählen, an Lieferung des Materials, Zuspitzen, Anarbeitung und vollständiger Ein-rammung auf eine mittlere Tiefe von 1—2 m, an allem und jedem, samt etwaiger Erdarbeit, Wasserschöpfen und Gerüsten pro Quadratmeter fix und fertig hergestellt . . . . Gefugte Spundwände bei den Schleusenanlagen aus 3—4 m laugen, 10 cm dicken, 20—30 cm breiten, gefugten Spundpfählen, samt vollständiger Einrammung auf die ganze Höhe der Spundpfähle, sonst wie Nr. 50. pro Quadratmeter . . . Falzbürstenwand bei den Schleusen aus 5 m langen, 25—30 cm breiten. 12 cm starken, gefalzten Spundpfählen, inkl. Einrammung auf eine Tiefe von wenigstens 2 m unter der Sohlenoberkante der Grundschleuse, an allem und jedem pro

Quadratmeter..................

Bohlwerksgerippe zu den hölzernen Uferschutzbauten und als Fuß von Böschungspflasterungen.

Dieses Gerippe umfaßt die Lieferung und vollständige Anarbeitung der Piloten. Längs- und Querzangen. Querriegel und Erdverankerungspiloten, samt Beigabe und Anarbeitung der Eisenteile und inkl. der fix und fertigen Erdarbeit für die Einbringung der Querzangen, Querriegel und der Erdverankerungspiloten, inkl. Wasserschöpfen, Pölzen und Gerüsten. An Zimmermannsarbeit, Erdarbeit, an Lieferung und Anarbeitung der Eisenteile, an allem und

jedem, fix und fertig pro Kurrentmeter........

Anmerkung: Dieses Gerippe besteht aus in Entfernungen von je 1 m voneinander eingerammten. 20 cm am dünnen Ende starken und 40 cm langen Rundpiloten, ferner aus zwei Reihen mit den Piloten verschraubter Längszangen von

10

12

15    20

Lfde.

Einheitspreis

Nr.

Gegenstand:

Lfde.

Nr.

Gegenstand:

Einheitspreis

15/20 cm Querschnitt und aus dem in Entfernungen von je 8 m angebrachten, fix und fertig hergestellten Verankerungen, deren jede aus je zwei ä 4.8 m langen Querzangen, zwei je 1 m langen Querriegeln und einer 2 in langen Erdverankerungspilote besteht.

Auf 1 Kurrentmeter Bohlwerksgerippe entfallen: a) eine 20 cm starke, 4 m lange Rundpilote, samt

6.40 K.

Rammen, ä 1,60 K b) 2 Kurrentmeter Längszangen 15/20 cm. ä 1,50 K 3.00 .,

, . 2.00 „

55.

c)    1 Pilotenschuh, ä 4 kg . . . .

d)    1 Schraube samt Platten, 15 mm Hierzu kommt noch der achte Teil der Kosten für die

0,80

nachstehend berechnete Erdverankerung:

2 Querzangen ä 4.8 m, zusammen 9.6 m lang, 15/20 cm zweiseitig behauen,

ä 1.30 K . .

. . 15,08 K.

. . 2.60 „

2 m Querriegel ä 1.30 K .    . .

2.20 m starke Rundpiloten samt Rammen 3.20 „ 4 Schrauben, 2 ä 50 cm lang, ä 40 h .

. 1.60 „

ä 48 „ . . 1.52 .,

Zusammen 24,00 K.

56.

57.

58.

Ein Achtel hiervon

3.00 K

Demnach kostet 1 Kurrentmeter hölzernes Bohlwerksgerippe .............

15,20 K

Es wird ausdrücklich bemerkt, daß dieses Bohlwerksgerippe nach dem fix und fertig hergestellten hölzernen Schutz-

nur

bau mit dem oben eingestellten Einheitspreise von 15,20 K Berechnung kommt, und daß alle 8 m eine Verankerung herzustellen ist. Speziell wird noch bemerkt, daß der Unternehmer über Weisung auf Anweisung der Bauleitung die Piloten statt mit 4 m event. auch ohne Entschädigung auf 5 m Länge zu liefern und einzurammen hat; ebenso kann es Vorkommen, daß an einzelnen Stellen statt der 4 m langen Piloten solche von 3—3¹/# m Länge genügen dürften.

zur

59.

54.

Bohlwerkswandgerippe resp. Falzbürstenwandgerippc bei den Schleusen- und Wehresanlagen, nach den Detailplänen genau hergestellt.

Diese in den Ausmaßen sehr verschiedenen Gerippe bestehen aus in Entfernungen von je 1 m eingerammten, 25 bis 30 cm am dünnen Ende starken, 3—7 m langen Rundpiloten, Längszangen von 15/20 cm Querschnitt und den in mehreren Fällen zur Anwendung gelangenden, in Abständen von 4 m angebrachten Erdverankerungen, wie die bei Nr. 53 beschriebenen, samt Beigabe und Anarbeitung der Eisenteile

60.

und inkl. der fix und fertigen Erdarbeit für die Einbringung der Querzangen, Qucrriegel und der Erdverankerungspilote, dem Wasserschöpfen, den Pölzen und Gerüsten.

Für diese Herstellungen wird ein Einheitspreis nicht aufgestellt und gelangen die bei diesen Aidagen zur Verwendung kommenden Konstruktionselementc jedes für sich zur Verrechnung.

Straßengeländer für Bezirksstraßen I. Klasse, fix und fertig hergestellt, der Geländerbaum 16/18 cm stark, 4 m lang, die Geländersäule 18/21 cm, samt den 16/18 cm starken Querschwellen und Streben, die Tagteile gehobelt, die Erdteile gekohlt oder geteert, fix und fertig aufgestclltcs Straßen-gcländcr an Erd- und Zimmermannsarbeit pro Kurrentmeter Straßengeländer für Gemeindewege und Bezirksstraßen II.Klasse, der 4 m lange Geländerbaum 14/16 cm stark, die Geländersäule 16/18 cm, samt den 14/16 cm starken Querschwellen

und Streben, sonst wie Nr. 55, pro Kurrentmeter.....

Schleuderpflöcke, 2 m lang, 16/18 cm Querschnitt, Tagteile gehobelt, Erdteile gekohlt, samt Aufstellen, pro Stück . . . Montierungsgerüste zur Montierung der eisernen Straßenbrücken. nach den Angaben der Bauleitung hergestellt, Beigabe des erforderlichen Bohlenbelages und dem seiner-zeitigen Abtragen des Gerüstes, wobei das Material im Besitze des Unternehmers verbleibt, pro Quadratmeter fix und fertig hergestellt...............

b) Aus Eichenholz (wintcrgeschlagenes). Hölzernes Konstruktionsgerippe für die Schleusenvorrichtung bei den Ilochwassergräben und bei den Grundschleusen, bestehend in Schlcusenpolstern, Eckgriessäulen, Mittelgriessäulen und Griesholmen aus reinkantig behauenen, bis zu 8 m langen Hölzern, inkl. Herstellung der Falze, Nuten etc. und der erforderlichen Zimmermannsarbeit für das Einlassen der Eisenteile, pro Kurrentmeter fix und fertig hergestellt, an aller Arbeit, Material und Zufuhr wird vergütet:

a) bei einem Querschnitt von 35/45 cm........

.. 30/35 ..........

„ 30/30 ..........

45/45 ..........

Hölzernes Versteifungsgerippe für die Mittelgriessäulen, zugleich Mitteljoche für die Bedienungsstege der Schleusen, aus reinkantig behauenen, event. mit Falz oder Nut sehenen und an den Tagteilen abgehobelten Hölzern bis zu 8 m Länge, samt Beigabe und Anarbeiten der Eisenbestand

b) ..

c)

d)    ,.

Frledrlch, Wasserbau. Dritte Auflage. U. Baud.

samt

ver-

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Nr.

Gegenstand:

teile (Klammern, Nägel, Schrauben) wird pro Kurrentmeter vergütet:

a) bei einem Querschnitt von 25/30 cm........

„ 20/25 „........

Aufzugschützen aus 25/30 cm breiten, bis 3 m langen Pfosten, in Feder und Nut genau nach der vom Unternehmer zu liefernden und von der Bauleitung zu genehmigenden Detailzeichnung hergestellt, an Material, Zufuhr, Anarbeiten, Plobeln, samt Beigabe und Anarbeiten der erforderlichen Eisenteile (Schrauben, Nägel und Bänder) fix und fertig hergestellt pro Quadratmeter:

a) bei einer Stärke der Pfosten von 10 cm......

„    15 „......

b) „

b) „

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c) Eisenteile.

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Bandeisen, Verbindungsklammern, Pratzen etc., pro Kilogramm

Pilotenschuhe, vierarmig, pro Kilogramm........

Schrauben samt Platten pro Kilogramm.........

70

Schützenaufzugsvorrichtungen, vollständig montiert, gleichgültig ob Guß- oder Schmiedeeisen (das ist Bänder, Zahnstangen, Zahnräder, Schrauben, Kegelräder, Transmissionen, Kurbeln etc.), fix und fertig geliefert, aufgestellt, an allem und jedem, pro 100 kg...............

Obwohl die Einheitspreise im allgemeinen von den landesüblichen und lokalen Arbeitslöhnen, den durch die Lage des Stauobjektes bedingten Zufuhrkosten, der Schwierigkeit der Bearbeitung des Steinmaterials und sonstigen Faktoren abhängig, daher für jedes Detailprojekt im speziellen zu berechnen sind, ist es für die Aufstellung von generellen Kostenanschlägen insbesondere für den in die Praxis eintretenden Kulturingenieur etc. von hohem Interesse, annähernde Einheitspreise für die verschiedenen Wasserbauarbeiten zu kennen, welche als Grundlage von generellen Berechnungen und als Maßstab für die Beurteilung derartiger Preise überhaupt dienen können.

Aus diesem Grunde werden außer den in Bd. I angeführten Bau- und Arbeitspreisen in nachfolgendem noch die von seiten des niederösterreichischen Landesbauamtes aufgestellten, für Wasserbauten geltenden Einheitspreise bekannt gegeben, soweit selbe seitdem nicht erhöht wurden.

Anhang.

Materialien etc. und für

Einheitspreise für Tagelöhne, Fuhrlohn

sonstige Arbeitsgattungen bei Regiearbeiten, auf Grund derer die früheren Preise berechnet wurden.

1.    Die Tagschicht wird mit 10 vollen Arbeitsstunden festgesetzt.

2.    Für die Beistellung und Abnutzung der Requisiten und Werkzeuge, für die nach diesem Nachhange auszuführenden Regiearbeiten,

dann für Aufsicht werden 10% der für die betreffende Arbeitsleistung zur Vergütung gelangenden Löhne geleistet, wobei aber Poliertagelöhne nicht in Aufrechnung kommen dürfen.

3.    Ein Maurergesellentagelohn ..............

4.    Ein Handlangertagelohn (männlich) ...........

5.    Ein Handlangertagelohn (weiblich)............

6.    Ein Lehrjungentagelohn................

7.    Eine Stunde über die tägliche Arbeitszeit wird mit 10% des Tagelohnes vergütet.

8.    Eine ganze Tagfuhre mit 2 Pferden samt Wagenbeistellung . .

9.    Eine halbe Tagfuhre, sonst wie oben...........

10.    Eine Fuhre kürzerer Dauer...............

11.    100 kg alte Eisenbahnschienen, an Material, Zufuhr und Versetzen,

inkl. Grundieren und dem zweimaligen Ölanstrich......

12.    100 kg eiserne, gewalzte oder genietete Träger, samt Versetzen .

13.    Eisengeländer, Versetzen pro lfd. m, samt zweimaligem Ölanstrich

14.    Steinklammern, ca. 30 mm lang, 3 cm breit und 1% cm dick, samt

Versetzen, pro Stück.................

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15,00 „ 24,00 „ 1,00 „

0,80 „

Daran anschließend folgen noch nachstehende Preise für Ufer- und Lehnensicherungen, sowie für Verbauungen:

1.    Herstellung von einreihigen Flechtzäunen, 30—60 cm hoch, samt

Lieferung des Materials, pro lfd. m............

2.    Herstellung von zweireihigen Flechtzäunen, 1 m hoch, samt

Lieferung des Materials, pro lfd. m............

3.    Lehnenverflechtung mit Schlickzäunen, 20—30 cm hoch, in 1 m²

große, unter 45° geneigte Felder geteilt, pro Quadratmeter. .    .

4.    Steinsatz aus zum Teil erzeugten, zum Teil aus an Ort und Stelle vorhandenen Bruchsteinen hergestellt, pro Kubikmeter ....

5.    Trockenpflasterung aus vorhandenen Steinen, pro Quadratmeter

6.    Aushub in leichterem und mittlerem Material, pro Kubikmeter .

7.    Herstellung vonGrundschwellen aus Rundholz, imMittel d = 30cm, samtSicherung durch Spreitlagen (samt Materialbeigabe), pro lfd. m

8.    Herstellung einer Sperre aus Holz, samt Materialbeigabe, 1 m

hoch (als zweireihigen Flechtzaun) und Faschinenspreitlage .    .

9.    Sperren aus Holz, 1,5 m hoch, als dreireihiger Flechtzaun (siehe

Fig. 158) ......................

10.    Sperren aus Holz, 2 m hoch (siehe Fig. 162)........

11.    Sperren aus Bruchstein, samt Fundament und Flügelaushub, pro

Kubikmeter.....................

0,60 K.

1,60 „

1,20 „

1,60 „

0,60 „ 0,50—0,60 K.

2,80 K.

2,40 „

3,00 „ 15,00 „

5,00 „

Speziell für Stauweiher.

12.    Wehr auf sätze:

a)    2 m hohe Wehrbalkenaufsätze für 6 m Spannweite in der in Taf. XX, Fig. 4, ersichtlichen Konstruktion, samt eisernem Steg und Aufzugsmechanismus, pro Feld (6 m breit) . . , .

b)    2 m hohe Klappenwehraufsätze nach Taf. XVII, Fig. 2, wie

oben, pro 6 m breite Öffnung.............

13.    EiserneSchütze, 1,5/1,0 m, samt Rahmen, Aufzugsmechanismus

und 10 m langer Spindel (siehe Taf. XX, Fig. 13), pro Stück .    .

14.    Preise von Röhren, Schieber etc. siehe in dem Abschnitt über

Wasserversorgungen.

2800 K.

3000 „

1000 „

H. Äusgeführte Stauweiherbauten.

I. Deutschland.

Als erste in Deutschland gebaute, wenn auch kleine Anlage, soll die Eschbachtalsperre in erster Linie besprochen werden.

i. Der Stauweiher im Eschbachtale oberhalb Remscheid.

Dieser zur Wasserversorgung der Stadt Remscheid (in der Rheinprovinz) im Eschbachtale von Prof. Intze in Aachen projektierte und in den Jahren 1889—1891 ausgeführte Stauweiher wird durch eine 25 m hohe Talsperrenmauer gebildet, welche, nach einem Radius von 125 m gekrümmt, als horizontales Gewölbe beiderseits in solide Felswiderlager 2—2¹ji m tief eingebunden ist. Die Kronenlänge beträgt 160 m, die Kronenbreite 4 m, die Fundamenttiefe 5—6 m, die nutzbare größte Wassertiefe 18 m. Das Sperrenprofil ist ähnlich dem Elsässer Normalprofil konstruiert. Als horizontales Gewölbe würde dieses Profil mit 12 kg pro cm² vollkommen stabil sein, doch wurde hierauf keine Rücksicht genommen, sondern dasselbe bei gefülltem Reservoir im Maximum nur mit 5,49 kg pro cm² an der äußeren Kante, bei leerem Reservoir mit 5,31 kg pro cm² an der inneren Kante in Anspruch genommen. Überdies wurden die Mauerwerkschichten konkav nach unten angeoi'dnet, so zwar, daß dieselben normal zur Richtung der Resultierenden liegen. Der Lennep schiefer, ein devonisches, lagerhaftes, mit Grauwackenschiefer wechsellagerndes Gestein, ließ diese Art der Schichtenmauerung zu; er besitzt ein spezifisches Gewicht von 2,7 kg, eine Druckfestigkeit von 800 kg parallel zu den Schichtenflächen und 1500—2000 kg pro cm² senkrecht darauf. Das Mauerwerk hat ein spezifisches Gewicht von rund 2,4 kg. Die Parapuetmauern wurden aus Ziegeln, die Deckplatten aus Basaltlava hergestellt. Der zum Mauern verwendete Mörtel bestand aus 4 Volumenteilen Fettkalk, 6 Volumenteilen bestem blauem Plaidter Traßmehl (natürlicher Zement am Rhein) und S¹^ Volumenteilen reingewaschenem Rheinsand. Die Druckfestigkeit dieses Mörtels betrug nach 3 Monaten:

bei Erhärtung unter Wasser „    „ an der Luft .

166 kg pro cm²,

90

f) ))    ))

gegenüber der größten Beanspruchung im Mauerwerk von ö¹^ kg pro cm². Der Mörtel erwies sich bei einem Wasserdrücke von 2 Atmosphären vollkommen wasserdicht. Um das beinahe bei vielen früher erbauten Talsperren beobachtete Durchsickern zu verhindern, wurde die Wasserseite aus einem 65 bezw. 39 cm tiefen und 90 bezw. 60 cm langen abgetreppten Pflaster aus Klinkerziegel hergestellt, und zwar wurde die treppenförmige Oberfläche des Sperrenmauerwerkes zuerst mit Zement und Kalkmörtel gut verputzt, sodann diesem Verputz ein zweimaliger Anstrich mit 1 Teil Goudron und 2 Teilen Holzzement gegeben und darauf erst die in Fig. 186 dunkel schraffierte Klinkerziegelschar gelegt. Dem guten Anschluß an die Fundamentsohle wurde eine besondere Aufmerksamkeit gewidmet. Da alle Fugen des aufgeschlossenen gesunden Felsens durch einen kräftigen Wasserstrahl unter 10 m Druck ausgespritzt waren und der Felsen selbst mit Stahldrahtbürsten rein abgerieben

war, wurden alle Fugen mit Portlandzement ausgegossen und alle feinen Wasseradern, welche sich infolge stärkerer Regen zeigten, auf das Sorgfältigste abgedichtet, so daß der an und für sich geringere Wasserzufluß in der Baugrube schließlich auf 2 kleine Quellen zusammengedrängt wurde, welche zunächst in Röhren gefaßt, abgeleitet und mit zunehmender Mauerhöhe der Ausfluß so weit gehoben wurde, bis endlich der geringere Auftrieb ein vollständiges Abdichten der Quellen ermöglichte. Der Felsaushub wurde auch dort, wo er die Normalbreite überschritten hatte, voll ausgemauert. Der Fassungsraum des Stauweihers beträgt 1 Mill. m³.

Die Kosten der Talsperre selbst betrugen .    .    350000 M.

30000 „ . 108000 „

Der Filterturm zur Wasserentnahme etc. .    .

Die Grundeinlösung.........

Zusammen: 488000 M.

Es stellt sich daher 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf rund 49 Pf. = 58 h ö. W. Die Flerstellung des Mauerwerkes wurde seitens der Bauunternehmung mit 13 M. pro m³ (15,20 K) inkl. Lieferung der hydraulischen Bindemittel übernommen, mit welchem Preise dieselbe jedoch knapp

.......

das Auslangen gefunden hatte.

Das Niederschlagsgebiet des Stauweihers beträgt 4,5 km², die Wasserspiegelfläche 13,4 ha; das Reservoir kann jährlich 4 mal gefüllt werden. Die mittlere jährliche Regenmenge betrug 6 Mill. m3 (1333 mm Regenhöhe), die mittlere jährliche Abflußmenge wurde mit 4 Mill. m³ gemessen, woraus also ein mittlerer Abflußkoeffizient Kx = 0,67 (67 °/₀) resultiert; derselbe betrug im Winter bis 100 °/₀ und im Sommer 10 %. Die Messung des Abflusses erfolgte automatisch durch einen von der Firma Hürxthal & Brune in Remscheid

Derselbe besteht aus einem in einem Häuschen

1; a

Anschwemmung ne/ **&>&£?**

Fig. 186. Reservoirmauei' der Talsperre bei Remscheid.

angefertigten Apparat, situierten, in dem Bache eingebauten Überfall. Die variable Höhe des Wasserspiegels wird durch einen Schwimmer, eine durch Rollen gefühlte Stange und eine Räderübersetzung vermittelt (selbstregistrierender Pegel), mittels Schreibstiftes auf einer durch ein Uhrwerk rotierenden Trommel Da für die jeweilige Überfallhöhe das zugehörige sekundliche

wird die auf dem

eines

registriert.

Abflußquantum durch Rechnung bestimmt wurde, so entsprechend rastrierten Papierstreifen der Trommel von dem Stifte gezeichnete Kurve direkt die sekundlichen Abflußmengen repräsentieren.

In den älteren Projekten Prof. Intzes wurden nachstehende Einheits

preise angenommen:

Erd- und Felsaushub im Mittel pro m³ 2 M. (2,30 K). Sperrenmauerwerk pro m³ 14 M. (16,40 K).

Verputz und Dichtung der Wasserseite pro m² 2,50 M. (2,90 K). Grundeinlösung (Wald, Acker und Wiese) pro Hektar 1000—3000 M. (1170—3500 K).

Im Jahre 1909 wurde behufs Erweiterung für die Wasserversorgung der Stadt Remscheid im Neyetal eine zweite viel größere Talsperre 15 km oberhalb des alten Stauweihers mit einem Fassungsraum von 6,0 Mill. m3 erbaut (Siehe Borchardts bezügliche Denkschrift Remscheid 1909).

Von den zahlreichen, von Intze projektierten und geleiteten Bauten soll mit Rücksicht auf die diesbezüglich erschienenen zahlreichen Spezialpublikationen hier nur eines seiner größten Werke besprochen werden. Es ist dies

2. die Urfttalsperre bei Gemünd (Rheinprovinz).

Diese Talsperre ist nicht nur in der Gruppe der Ruhrtalsperren, sondern auch unter den übrigen europäischen Gebirgsreservoiren, sowohl in bezug auf die Höhe der Abschlußmauer wie auch in Rücksicht auf den Beckeninhalt eine der größten derartigen Anlagen. Die erste Veranlassung zur Aufstellung des Projektes dieses Bauwerkes boten die im Aufträge der Regierung unternommenen topographischen und hydrographischen Untersuchungen des Niederschlagsgebietes der Roer, eines der Eifel entströmenden rechten Nebenflusses der Maas, deren oftmals wiederkehrende Hochwässer bedeutenden Schaden anrichteten. Im Verlaufe dieser Studien wurde die Erkenntnis gewonnen, daß durch Anlage eines Sammelweihers im Tale der Urft, eines der wasserreichsten Zuflüsse der Roer, nicht nur ein großer Teil der verderbenbringenden Hochfluten zurückgehalten werden könne, sondern daß auch gleichzeitig die Kosten dieser Schutzmaßregel durch die Ausnützung des Abflusses dieses Staubeckens zum Betriebe einer Turbinenanlage nicht nur gedeckt, vielmehr sogar noch ein Gewinn erzielt werden könne. In dieser Voraussetzung wurde der Bau durch eine Privatgesellschaft, die Ruhrtalsperren-Gesellschaft, in die Hand genommen.

Diese Gesellschaft setzt sich zusammen aus der Stadt Aachen, sowie den Kreisen Aachen, Düren, Schleiden, Heinsberg, Jülich und Montjoie. Das Projekt der Anlage wurde vom verstorbenen Geh. Regierungsrat Prof. Otto Intze in Aachen aufgestellt, und lag auch die Oberbauleitung in den Händen dieses bewährten Fachmannes.

Das Talbecken, das durch Errichtung der Urfttalsperre in einen See umgewandelt wurde, liegt kurz vor der Einmündung der Urft in die Roer in einer Seehöhe von ca. 270 m, und ist an der Abschlußstelle ca. 12 km von dem Städtchen Gemünd an der Eifel entfernt. Das ziemlich stark gekrümmte Tal weist hier eine Anzahl von Erweiterungen auf, welche der Vergrößerung des Beckeninhaltes sehr zustatten kommen. Bei einer Wassertiefe von 52,5 m an der Abschlußstelle bedeckt der Stauspiegel bei einer Länge von ca. 8 km eine Oberfläche von ca. 216 ha, und wurde ein Fassungsraum von 45¹/₂ Mill. rn3 geschaffen. Zur Füllung dieses Beckens dient der Abfluß eines ca. 375 km2 messenden Niederschlagsgebietes, dessen jährliche Wasserabgabe nach dem Mittel der Jahre 1888—1899 auf 160 Mill. m³ zu veranschlagen ist. Der Abfluß dieser Wassermassen ist jahreszeitlich dermaßen verteilt, daß im Laufe eines Jahres auf eine dreimalige Anfüllung des Beckens gerechnet werden kann.

Die Talsperrenmauer weist eine etwas komplizierte Querschnittsform auf, welche sowohl vom Dreiecksprofil wie auch vom Trapezprofil ziemlich bedeutend abweicht (Fig. 187). Die Hauptabmessungen derselben sind: Größte Mauerhöhe über der Fundamentsohle

58,0 m.

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Fig. 187 Bau der Urfttalsperre.

Schnitt durch die Staumauer samt Entlastungsstollen und Schieberturm.

aus

Die bei verschiedenen neueren Talsperrenmauern perhorreszierte Bogenform der Mauer wurde bei der Urfttalsperre beibehalten, da der Projektant dieser Ausführungsweise namentlich in Rücksicht auf die durch Temperaturänderungen bedingten Dilatationen eine größere Dichtheit erhoffte.

An der Abschlußstelle tritt überall von Grauwacke durchsetzter devonischer

gegen

verflachen. Die feinen Risse in dem für die Mauersohle und die seitlichen

Schiefer zutage, und konnte nach Abtragung der oberen angewitterten Schichten bereits in einer Tiefe von 4 m unter Terrain ein zum Aufbau der Mauer geeignetes Felsbett bloßgelegt werden. Die Schichtung des Gesteines erwies sich ebenfalls sehr günstig, indem die Schichten unter einem Winkel von 45° das Innere des Beckens einfallen und sich in der Richtung der Mauer

Einbindungen bloßgelegten Fels wurden außerdem durch einen Guß von Zementbrei gedichtet. . (Diese Dichtung ist auf Fig. 188, welche die linke Einbindung zeigt, durch die hellere Färbung deutlich erkenntlich.¹) Zum Talsperrenmauerwerk gelangte für den Kern der Mauer Tonschiefer, für die äußere 2 m starke Schichte die widerstandsfähigere Grauwacke zur Verwendung. Leider wiesen die zur Verfügung stehenden Bausteine ziemlich kleine Dimensionen auf. Hierdurch wurde einerseits eine um so sorgfältigere Ausführung des Mauerwerkes zur Vermeidung des Auftretens von Hohlräumen im Innern der Mauer erforderlich und andererseits auch der Mörtel-

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Fig. 188. Bau der Urfttalsperre. Linke Einbindung.

verbrauch erheblich gesteigert. Während anfänglich 42°/₀ Mörtel verwendet werden mußten, hat sich bei zunehmender Übung der Maurer in der Behandlung des Materials der Mörtelaufwand auf 33 °/₀ des Mauerwerksinhaltes reduziert. Zur Aufmauerung der Hauptmauer wurde Kalktraßmörtel verwendet. Derselbe bestand aus 1 Volumenteil Fettkalk (Weißkalk), 1,5 Teilen Traßmehl und 1,75 Teilen Sand. Letzterer war Haldensand aus den Bleipochwerken von Mechernich, ein Rückstand der Verarbeitung der im Buntsandstein auftretenden Knotenerze. Dieser Sand besteht der Hauptmasse nach aus feinen Quarzkörnern, enthält aber immer noch einen ziemlich bedeutenden Anteil (0,4 °/₀) Bleiglanz. Der Kalktraßmörtel ist wegen seiner langsamen Abbindung gewählt worden, um Setzen des Mauerwerkskörpers ohne Bildung von Rissen zu gestatten. Derselbe zeigte nach Verlauf von 4 Wochen eine Zugfestigkeit von 20 bis 22 kg, nach 12 Wochen eine Zugfestigkeit von ca. 30 kg. Um etwaige, trotz der sorgfältigen Ausführung des Mauerwerkes in demselben auftretende Wasseradern abzufangen, wurde bei der Urfttalsperre das erstemal der Einbau von Drainagerohrsträngen vorgesehen, und durchziehen dieselben in Abständen von 2,5 m Entfernung ungefähr den Grenzlinien des inneren Mauerdrittels folgend die Mauer der ganzen Höhe nach und wurden an der Sohle durch Rohrstränge aus glasierten Steinzeugröhren zusammengefaßt und nach den die Mauer durchbrechenden Entlastungsstollen abgeleitet. Nach der Wasserseite erhielt die Mauer überdies eine besondere Verkleidung, welche aus einem Zementverputz von 25 mm Stärke besteht, der selbst wieder durch einen Goudronanstrich und ein Verblendmauerwerk aus ausgesucht bester Grauwacke von 90 cm Stärke geschützt wird. Der Zementputz besteht aus 1 Teil Zementmörtel im Mischungsverhältnis 1:2 und 1—3 Teilen Kalktraßmörtel. Der untere Teil der Wasserseite der Mauer ist überdies durch eine Erdanschüttung mit zweifacher Böschung und Abpflasterung der direkten Einwirkung des Wassers entzogen. Zur Verzierung der Talseite wurden neben einem leichten Hauptgesimse einige Bänder aus Andernacher Basalt in vertikaler Richtung der ganzen Höhe der Mauer nach eingelegt. Durch die Mauer sind zwei Entlastungsstollen von 3,6 m Höhe und 2,4 m Breite geführt, über deren wasserseitigem Austritt aus der Mauer ein Bedienungsschacht schornsteinartig aufgemauert wird, um die in diesen Stollen zur Verlegung gelangenden Rohrleitungen mit Schieber von 600 mm Durchmesser bedienen zu können. Diese Stollen sind nach der Wasserseite unter der Erdanschüttung in Form von Durchlässen weitergeführt und mit entsprechenden Portalen ausgestattet. Die Stollen wurden nach Verlegung der Rohre auf eine Strecke von 8 m mit Klinkern vermauert.

während der Aufmauerung ein möglichst gleichmäßiges

Der Hochwasserüberfall ist seitlich von der rechten Taleinbindung der

Öffnungen an

in Felder von 7 m Lichtweite geteilt, und wird seiner ganzen Länge nach

Mauer angeordnet. Anfänglich bestand der Plan, denselben mit einem selbsttätigen Dö 11 sehen Klappenwehre auszustatten, und sollte dasselbe nach Erreichung des auf 1,5 m unter Mauerkrone fixierten Maximalstaues in Wirksamkeit treten und den Ablauf einer Wassermenge von 150 m³ gestatten. Da man jedoch infolge der Wichtigkeit, welche dem exakten Funktionieren des Überfalles für die Sicherung des Bestandes der Staumauer zukommt, dem automatischen Funktionieren dieses Klappensystems nicht genügend Vertrauen schenkte, gelangte der Überfall, dessen Überfallskante auf Kote 322,5, das ist

1,5 m unter Mauerkrone, verlegt wurde, so zur Ausführung, daß demselben eine im Grundriß wellenförmige Begrenzung gegeben wurde und in demselben einige, bis auf Kote 320,0 herabreichende, durch Schützen verschließbare gebracht wurden. Der Überfall ist durch Pfeiler von 1 m Stärke

von einer über die Pfeiler geführten Dienstbrücke überspannt. In dieser Form ist derselbe imstande, bei einer Länge von 90 m und einer Stärke der überfallenden Wasserschichte von 20 cm und bei geöffneten Schützen ein sekundliches Wasserquantum von 100 m³ abzuführen, schließt sich eine Kaskade von 53 m Höhe an, deren einzelne Stufen 1,5 m hoch sind und an Länge nach unten hin abnehmen, so daß dieselben bei Erreichung der Talsohle nur mehr eine Länge von 60 m besitzen.

An den Überfall

Zur Trockenhaltung der Baustelle während der Bauzeit wurde oberhalb der Abschlußstelle ein provisorischer Erddamm angelegt und das durch denselben aufgestaute Wasser mit Hilfe eines ca. 140 m langen Stollens unter der Kaskade durch den Berg geführt. Dieser Stollen blieb auch nach Fertigstellung der Mauer als Hochwasserentlastungsstollen in Funktion, jetzt aber nicht mehr mit dem vielen Profil wirksam, sondern nimmt dasselbe zwei auf eine Länge von 24 m eingemauerte Rohre von 700 mm Durchmesser auf. Am Einlauf dieses Stollens war zur Zeit des Baues ein selbstregistrierender Pegel aufgestellt, der,' da die ganze zum Ablauf gelangende Wassermenge dieses Profil passieren mußte, einen genauen Aufschluß über die zu erwartende Speisung des Beckens zu geben imstande war. Der Pegel war nach dem System Seibt-Fueß von Behm in Karlsruhe konstruiert.

Die Wasserentnahme aus dem Becken für die Speisung der bei Heimbach situierten Wasserkraftanlage erfolgt durch einen ca. 1,5 km oberhalb der Staumauer aus dem Reservoir abzweigenden Zuleitungsstollen, dessen Einlauf auf Kote 279,0, das ist 43,5 m unter dem maximalen Stauspiegel, liegt, in einer Länge von 2790 m und in einer maximalen Tiefe von 800 m unter Terrain den Kermeter Forst durchfährt und bei Schwammenauel an der Roer auf Kote 277,3 ausmündet. Dieser Stollen ist durchaus in Fels vorgetrieben, und hat die wechselnde gegen Erwartung ungünstige Beschaffenheit des durchfahrenen Gesteinsmaterials eine an einzelnen Stellen bis 77 cm starke Betonauskleidung erforderlich gemacht. Der Stollen hat auf der Seite des Beckens einen lichten Querschnitt von 6,14 m², während der maximale Felsausbruch bis 8 m² betrug. Derselbe steht auf eine Länge von ca. 2700 m unter Druck. Der Wasserzutritt kann durch einen in der Entfernung von 106,7 m vom Einlauf in einem Schachte untergebrachten Torschieber reguliert werden und ist zur langsamen Füllung des Stollens neben dem Torschieber ein Umlauf angeordnet. In einer Entfernung von 83,5 m vom Auslauf beginnt die Druckrohrleitung, deren zwei Stahlrohre von 1500 mm Durchmesser auf eine Strecke von 15 m die Tunnelvermauerung durchsetzen. Bei dem Anfangspunkt der Druckrohrleitung ist ebenfalls ein Schacht abgeteuft. Von hier aus kann der Wassereintritt in die Druckrohre reguliert werden, und sind zu diesem Zwecke für jedes der beiden Rohre ein Hauptschieber, eine Drosselklappe, sowie Umläufe zur langsamen Füllung der Rohre eingebaut. Dieser Schacht wirkt übrigens auch als Druckregulator bei Schwankungen im Wasserverbrauche der Turbinenanlage. Letztere wurde mit 8 Francis-Turbinen ausgestattet und werden denselben sekundlich 10 m³ Aufschlagwasser zugeführt. Die Druckhöhe desselben schwankt hierbei je nach dem Füllungszustande des Beckens zwischen 70 und 110 m.

Bei Inangriffnahme der Bauarbeiten an der Urfttalsperre handelte es sich in erster Linie darum, die entlegene Baustelle, die bisher durch keinerlei auf Massentransporte eingerichtete Wege erreichbar war, entsprechend zugänglich zu machen. Zu diesem Zwecke wurde von der nächsten Bahnstation Gemünd eine eigene Arbeitsbahn nach dem Baufelde errichtet. Dieselbe besaß eine Länge von 12 km und wurde mit einem Kostenaufwande von ca. 800000 K angelegt. Die Trasse derselben führte dem rechten Ufer der Urft entlang. Die Nivelette verlief in einer Höhe von 8—4 m über dem maximalen Stauspiegel des Sees, um auch nach Füllung desselben und einer

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Fig. 189. Bau der Urfttalsperre. Fördertürme.

entsprechenden Änderung des Oberbaues einen bleibenden Fahrweg zu liefern. Nur an einigen Krümmungen der Trasse wurde das Planum etwas gehoben, Erdarbeit zu sparen, andererseits wurde an einigen Kreuzungen mit

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Seitenbächen der Urft zur Verringerung der Höhen der Brücken eine Senkung der Trasse durchgeführt. Die Bahn diente in erster Linie der Zufuhr des Sandes und Zementes, sowie dem Verkehre eines Teiles der Arbeiter, der nicht in dem eigens errichteten Barackenlager Unterkommen gefunden hatte. Eine zweite Materialbahn, welche dem Laufe der Urft entlang in der Talsohle selbst angelegt war, verband die verschiedenen, im Becken gelegenen Steinbrüche mit der Baustelle.

Die großen Mengen von Baumaterialien, welche täglich zur Verwendung gelangten, bedingten außerdem eine sorgfältige Disposition der Zufahrtswege auf der Baustelle selbst. Die mit Bausteinen von den Lagerplätzen herankommenden Wagen wurden auf Stockgeleisen an die wasserseitige Mauerfront herangeführt und dann in Hebetürmen auf das jeweilige Mauerniveau befördert. Zu diesem Zwecke waren im ganzen drei Fördertürme (Fig. 189) angeordnet, wobei beide äußere der Hebung der beladenen Wagen, der mittlere der Senkung der leeren Wagen dienten. Auf der Maueroberfläche selbst waren drei Schienenwege der Länge nach verteilt, und wurden dieselben von drei Querschienenzügen, die an die Türme anschlossen, gekreuzt. Die Kreuzungsstellen waren mit Drehscheiben ausgestattet, so daß die Wagen auf jedes einzelne Geleise überführt werden konnten. Die motorische Kraft für die Hebung der Plattformen (Förderschalen) der beiden äußeren Türme wurde von je einer Dampfmaschine geliefert und durch Drahtseiltransmission übertragen. Die Senkung der Wagen in dem mit zwei Förderschalen ausgestatteten mittleren Turme wurde durch ein Bremsvorgelege reguliert. In den äußeren Türmen waren die zu hebenden Lasten durch Gegengewichte äquilibriert. Die Steine wurden bereits auf den Depots gewaschen, außerdem war eine Wasserleitung an der Baustelle selbst angelegt, um das bereits ausgeführte Mauerwerk allezeit entsprechend befeuchten zu können. Die Ausführung des Mauerwerkes erfolgte in der Weise, daß dasselbe um die Geleise herum bis auf eine Höhe von 1,5 m aufgeführt, dann die Geleise gehoben und die verbleibenden Rinnen auf die Gleiche aufgemauert wurden. Um die im Grundrisse wie auch im Querschnitte bogenförmige Begrenzung des Mauerwerkes allezeit genau einhalten zu können, bezw. die Aufstellung der Leergerüste zu erleichtern, wurden in dem Mauerkörper Gasröhren eingemauert, deren gegenseitige Position mit dem Theodoliten festgelegt wurde, und wobei von denselben die Einmessung der Mauerwerksbegrenzung jederzeit leicht durchgeführt werden konnte. Die Mörtelbereitung wurde in einer am rechten Mauerflügel im Niveau der Mauerkrone gelegenen Mörtelbereitungsstation vorgenommen. Zur Löschung des Weißkalkes diente ein Bottich mit Rührvorrichtung, und wurde der gelöschte Kalk vor seiner Verwendung zur Mörtelbereitung vier Wochen eingesumpft, zu welchem Zwecke sieben Kalkgruben zur Verfügung standen. Die Mischung des Mörtels erfolgte in Mörtelmühlen nach dem System Kunz in Kempten. Vier dieser Mühlen hatten in dem Traßmagazin Aufstellung gefunden und wurden durch einen Elektromotor angetrieben. Die Mischtrommeln faßten 1,5 m Mörtel und erfolgte die Mischung in der Weise, daß zuerst der Weißkalk mit dem Traßmörtcl und Wasser vermengt und dann der Sand zugesetzt wurde. Das Gemenge wurde dann durch Kippen der Mischtrommel in Kastenwagen überfüllt und dieselben über einen Bremsberg (Fig. 190) auf die Baustelle herabgelassen. Am Fuße des Bremsberges befand sich ein die auf der Mauer verlegten Längsgeleise kreuzendes Quergeleise, und konnten die den Bremsberg herabkommenden Wagen mit Hilfe einer Drehscheibe auf dasselbe überführt und dann nach allen Punkten der Mauer dirigiert werden. Die Weiterverteilung des Mörtels erfolgte in eisernen Tragkästen oder mit Hilfe von Rutschrinnen, falls es sich

um die Beförderung nach tiefer liegenden Stellen handelte. Zur Zeit der Besichtigung (31. Mai 1902) waren auf der Mauer selbst 150 Maurer beschäftigt, welche im Durchschnitt täglich ca. 300 m³ Mauerwerk fertig stellten. Auf je 15 Maurer entfiel eine permanente Überwachung, während im ganzen, einschließlich der Ingenieure, 15 Aufsichtsorgane Dienst machten. Es waren dies 2 Regierungsbauführer, 2 Bauaufseher, 2 Ingenieure der Bauunternehmung, 3 Oberpoliere, 4 Vorarbeiter und 3 Aufseher für die Verteilung von Stein und Mörtel. Die Bauarbeiten wurden an die Firma Philipp Holzmann aus

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Fig. 190. Bau der Urfttalsperre. Bremsberg.

Frankfurt a. M. vergeben und betrug der für 1 m³ Mauerwerk an die Unternehmung bezahlte Pauschalpreis (inkl. Bindemittel) 16,5 M. = 19,8 K.

Der Stollen für das Kraftwasser wurde teilweise durch Bohrer mit elektrischem Antriebe, teilweise von Hand aus vorgetrieben. Die Ventilation (Wetterführung) erfolgte durch verzinkte Eisenrohre, welche die Luft durch einen Sulzerschen Kompressor, der durch einen Elektromotor angetrieben wird zugeführt erhielten. Die Ausführung des Stollens kostete ca. 500 M. gleich 600 K pro Kurrentmeter. Die elektrische Zentralisation, welche den zum Betriebe der sämtlichen Baumaschinen — mit Ausnahme der Hebetürme — erforderlichen Strom erzeugte, lag beiläufig in der Mitte zwischen der Talabschlußstelle und dem Eingänge des Kraftstollens.

Die gesamten Bauarbeiten an der Urfttalsperre wurden im Jahre 1904

beendet.

Die Baukosten der gesamten Kraftanlage wurden anfänglich mit 5 Mill. M. — 6 Mill. K veranschlagt, doch dürften mit dieser Summe in Anbetracht der Schwierigkeiten bei Ausführung des Kraftstollens kaum das Auslangen gefunden worden sein. Die Kosten der Sperrmauer selbst waren mit 3860000 M. = 4632000 K projektiert, beliefen sich jedoch wirklich nach dem Bau auf 4800000 K, so daß hiernach pro 1 m³ Fassungsraum 8,5 Pf. = = 10,7 h entfallen.

Die Turbinenanlage erhielt 8 Turbinen ä 1250 Nutzpferdekräfte, also zusammen 10000 HP. Im Durchschnitt dürfte jedoch bei den wechselnden Wassermengen und Gefällen nur auf 6400 HP. während 7200 Betriebsstunden jährlich zu rechnen sein.

Unter Annahme einer mäßigen Verzinsung und Amortisation würde hiernach eine Pferdekraft an der Turbine selbst auf ca. 0,5 Pf, = 0,6 h zu stehen kommen. Bei elektrischer Fernleitung würde sich dieser Selbstkostenpreis je nach der Entfernung auf 1,0—1,5 Pf. = 1,2—1,8 h erhöhen.

3. Die Waldecker (Eder-) Talsperre im Fürstentum Waldeck.

Dieser oberhalb der Ortschaft Hemfurt am Ederflusse einem Nebenflüsse der Weser gelegene Stauweiher dient hauptsächlich zur Erhöhung des Niederwassers der Weser auf wenigstens 6 m³ pro Sekunde, dabei auch als Hochwasserschutz für Kulminationen bis 900 m³/sec. Außer der Erzielung einer größeren Fahrwassertiefe der Weser soll aber endlich auch durch diese Anlage eine Wasserkraft von 12500 HP. gewonnen werden.

Das zu schaffende Staubecken hat einen Fassungsraum von 202,4 Mill. m³, derzeit den größten Stauweiher Europas präsentierend.

Das Einzugsgebiet desselben beträgt 1430 km², der Wasserspiegel, welcher 27 km lang und im Maximum 1 km breit ist, bedeckt eine Fläche von 1170 ha.

Das maximale Hochwasserquantum von 900 m³ (0,63 m³ pro km²) kann durch einen im mittleren Teil der Mauer situierten Überfall von 152,5 m Lichtweite bei einer Überfallhöhe von 1,45 m schadlos abgeleitet werden, während Hochwasser bei Q = 250 m³ ohne Störung durch Rohrausflüsse (Grundabflüsse) abgeführt werden können.

Es sollen nämlich ca. 6 m über der Mauersohle 12 eiserne Rohrleitungen eingemauert werden, und zwar 6 Rohre am rechten Talgeländefuß mit einem lichten Durchmesser von d = 1,35 m, wovon je zwei Rohre gemeinsam in einem 4 m breiten und 3,75 m hohen Kanal gelegt sind, welche Rohre eben zur Hochwasserabfuhr dienen. Die andern 6 Rohre, ebenfalls je zwei in einem Kanal verlegt, von d= 1,50 m Durchmesser, die am linken Talfuß liegen, dienen zur Speisung der Turbinen für die Kraftanlage.

Der Sicherheit wegen sind bei jeder Rohrleitung zwei Verschlüsse durch Wasserschieber (an der Luftseite der Mauer und im Innern des Kanales) und nebstdem unmittelbar vor dem Einlauf eine Verschlußplatte angeordnet,

welche beim event. Versagen beider Schieber herabgelassen und durch den Wasserdruck angepreßt, einen dichten Abschluß herstellt.

Für den unwahrscheinlichen Fall, wenn einmal infolge Durchlässigkeit der Mauer etc. eine permanente Senkung des Hochwasserspiegels notwendig werden sollte, sind nebstdem nach 14 Notauslässe im Mauerkörper angeordnet (14,4 m unter der Mauerkrone).

Bei dem Niederschlagsgebiete von 1480 km² und einer mittlern Jahresregenhöhe von 839 mm, bezw. einer Abflußhöhe von 440 mm (entsprechend einem Abflußkoeffitienten von 52,8 °/₀), ergibt sich eine jährliche Abflußmenge von 630 Mill. m³. Es wurden jedoch in Rechnung bloß 500 Mill. m³ entsprechend einer Abflußquote von 41,6 °/₀ gestellt. Als kleinstes Niederwasserquantum wurde Q — 0,7 m³ ermittelt.

Die Talsperrenmauer ist am tiefsten Fundamentpunkte 48 m hoch; die größte Wassertiefe beträgt 42 m, die Kronenlänge 400 m, die Kronenbreite 5 m, die Basisbreite 35 m, der Krümmungsradius r = 305 m, die Mauerwerkskubatur 290000 m³.

Die Baukosten sind für Grunderwerb mit ....    9,00 Mill. M.,

„ die Talsperrenmauer mit . 7,90    „    „

„ Straßen- und Nebenanlagen 2,85    „    „

zusammen mit 19,75 Mill. M.

präliminiert, so daß also pro m³ Stauraum 9,75 Pf. = 11,5 Heller enthalten.

Der Bau wurde 1910 begonnen und ist dessen Vollendung Ende 1913 zu gewärtigen.

Der Mörtel war ursprünglich im Mischungsverhältnis von 1 Raumteil Kalk, l¹/^ Raumteil Traß, l³/₄ Raumteil Sand projektiert; bei der Bauausführung kam jedoch auf Grund der lokal durchgeführten Versuche das Verhältnis von 1 Teil Kalk (mindestens 14 Tage eingesumpft) l¹/₂ Teil Traß und 2x/₄—2,0 Teile Sand (letztere Zahl für die untern Mauerpartien) zur Anwendung, und zwar werden 200 1 Kalk mit 300 1 Traß und 400 1 Sand gleich 620 1 Mörtel in eigenen Mörtelmaschinen gemischt.

Der Mörtelverbrauch betrug bisher 40 °/₀ infolge der verhältnismäßig kleinen zur Vermauerung gelangenden Steine.

Für die Erprobung der Dichtigkeit (Wasserundurchlässigkeit) des Mörtels wurde eine eigene Probierstation auf der Baustelle errichtet und gelangen Mörtelproben von 0,4 m Durchmesser und 2a/₂ cm Stärke zur Untersuchung.

Für das normale Talsperrenmauerwerk wird nur der Kalktraßmörtel verwendet; für Verblendmauerwerk und die Vermauerung der Röhren gelangt Zementmörtel zur Verwendung.

Während der Traßmörtel auch noch den nächsten Tag verarbeitet werden kann, muß beim Zementmörtel die Bereitung einige Zeit vor Arbeitsschluß eingestellt und morgens vor Beginn der Maurerarbeiten wieder aufgenommen werden.

Der Beginn und die Einstellung der Traßmörtelbereitung ist also gleichlaufend mit dem Mauerungsbeginn und Ende.

Bei der Bericher Hütte (2 km oberhalb des Ortes Berich) wurde ein Modell der Talsperre in ¹/₄₀ der natürlichen Größe in Beton ausgeführt, an

welchen alle notwendigen hydraulischen Versuche praktisch durchgeführt wurden, zu welchem Behufe 100 1/sec. aus dem Mühlgerinne der alten Hütte entnommen wurden.

Diese Versuche, deren Publikation durch den Projektanten Baurat Soldau später erfolgen soll, ergaben sehr intressante Resultate, von welchen ich nur nachstehende hervorheben will.

Bei dem Einlauf der Rohrleitungen werden, wie bekannt, zur Herabminderung der Kontraktion der Wasserstrahlen beim Eintritt in dieselben Trompetenrohre allgemein verwendet.

Bezüglich des zugebenden Krümmungsverhältnisses ergaben nun die Versuche, daß für die Rohrdurchmesser von 1500 mm nachstehende Dimensionen die rationellsten sind (Fig. 191).

Bei diesem Verhältnisse wird der Koeffizient in der Formel

für Q . . . [X — 0,95, also ²/₃ /x = 0,63.

Der Hochwasserüberfall, welcher den mittlern Teil der Talsperre einnimmt, besitzt eine lichte Durchflußbreite aller Öffnungen von zusammen

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Fig. 191.

Fig. 192.

Fig. 193.

152,5 m und ist eine maximale Überfallhöhe von 1,45 m vorgesehen. Das Wasser, welches über den Überfall strömt, muß an der luftseitigen Böschung der Mauer herabgleiten und fällt unten in ein Absturzbecken, welches 6 m hoch mit Wasser gefüllt ist, aus welchen es dann weiter in den Ederfluß abfließt.

Die Überfallkante des Hochwasserüberfalles wurde nun auf Grund der Versuche nach folgenden Maßen abgerundet (Fig. 192), wodurch der hohe Abflußkoeffizient fx — 0,8, also ²/₃ /x = 0,53 resultiert gegen die sonst üblichen Werte fx = 0,6 und ²/₈    = 0,4 bei der Zuflußgeschwindigkeit v = 0.

Man kann daher mindestens ²/₃    — 0,5 annehmen, daher also die Kon

traktion hier kleiner wird, wie bei dem früher erwähnten Trompetenrohr. Die Versuche ergaben ferner, daß der Wasserstrahl beim Einfallen in das 6 m tiefe Überfallbecken eine Dicke von nur 0,25 m aufweisen wird gegen 1,40 über der Überfallwehrkante. Außer dem Hochwasserüberfall, der nur als Sicherheitsventil aufzufassen ist, sind wie bereits erwähnt als 3. Abflußvorrichtung noch 14 Notauslässe vorgesehen; sie liegen 14,4 m unter der Mauerkrone und haben kreislaufförmige Einlauföffnungen von d — 2,55 m Lichtweite. Diese Notauslässe werden normal verschlossen gehalten und ist ihre Kapazität gleich dem größten Hochwasserquantum, sobald der Wasserspiegel im Staubecken bis 10 m unter Mauerkrone gefallen ist. Bei diesem Wasserstand, welcher vom Projektanten und Bauoberleiter, Kgl. Regierungs- und Baurat Soldau mit „Gefahrwasserstand“ bezeichnet wird, sind die Pressungen gleichmäßig über die ganze Fundamentsohle verteilt.

Der Querschnitt dieser Notauslässe, weclher auf Grund der praktischen Versuche ermittelt wurde, ist nicht konstant auf die ganze Länge, also der Längenschnitt nicht entsprechend der punktierten Linie a h (Fig. 193), sondern

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Fig. 194.

Die Waldecker (Eder-) Talsperre. Querprofil der Staumauer.

es wurde also die Eintrittsfläche F m² allmählich auf die

nach ac geformt;

Austrittsfläche f m² reduziert.

Im Projekte waren nachstehende Querschnitte I, II, III (Fig. 194) projektiert:

I.    kreisförmig d= 2,55 m,

II.    senkrechte Widerlager mit Halbkreisbogengewölbe b = 3,0 m, h = 1,475

+ 1,275 ----- 2,75 m,

III. senkrechte Widerlager mit Halbkreisbogengewölbe b = 3,35 m h = 1,725 + 1,275 = 3,00 m.

Die Reduktion des Querschnittes erfolgte, um eintretenden Saugwirkung zu vermeiden, welche nach den bei einer spanischen

beim Abfluß kanonenschußähnliche Deto-

und

die Folgen der sonst

Sperre gemachten Erfahrungen, wo

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

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nationen erfolgten und Zerstörungen des Quadermauerwerkes Folge hatten, den Be-stand dieser Absturz-kanäle sehr gefährden können.

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Fig. 195. Die Waldeeker (Eder-) Talsperre. Grundriß.

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Zur Zeit meiner Besichtigung (3. Juni 1912) war das Sperrenmauerwerk bereits 12 m über die Fundamentsohle fertiggestellt, und im ganzen 250 Maurer und 150 Handlanger beschäftigt, welche pro Tag und Maurer durchschnittlich 3,4 m³ Mauerwerk herstellten; zusammen also pro Tag bis 850 m³. Die Kosten von 1 m³ Mauerwerk stellten sich bis dahin auf zusammen 20 Mark — 23,50 Kronen, wobei speziell der Traß (4—4,50 M. pro m³) von der Regierung geliefert wurde und mit der Unternehmung, welche die Steine, den Sand und Zement beizustellen hatte, pro m³ samt Arbeit 14,80 M. akkordiert war, welcher Einheitspreis jedoch nachträglich infolge der eingetretenen Erschwernisse etwas erhöht wurde. Vor dem Fuße der Talsperre ) auf der Wasserseite wurde auf eine Entfernung von 30 m ein •207,0 Lettenschlagzur bessern Abdichtung gegeben, und zwar bei der Mauer

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selbst von 4,50 m und auf 22 m Länge von 1 m Stärke. Der Fundamentaushub erforderte eine Kubatur von rund 200000 m³ und wurde der Felsen bis auf die vollständig unverwitterte Schichte ausgesprengt, zu welcher Arbeit 24 000 kg Astralit notwendig waren.

Auf der linken Tallehne stehen feste dickbankige Grauwacken, auf der rechten Tonschiefer an, welche Schichten einige kleine Verwerfungen und im linken Gehänge eine mächtige Faltung aufweisen.

In 13 Gruben von je 90 m³ Inhalt ist der Weißkalk eingesumpft, von welchen täglich der Inhalt einer Grube verarbeitet wird, so daß also der Kalk 14 Tage eingesumpft bleibt.

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Fig. 196.

Die Waldecker (Eder-) Talsperre. Ansicht nach deren Vollendung.

Der Sand wird aus dem aus der Eder gebaggerten Kies durch Steinbrecher und Sortiertrommeln gewonnen.

trommeln, _

der elektrische Strom erzeugt wird, durch den alle Baumaschinen betrieben

Die Mischung des Mörtels (ca. 250 m³ pro Tag) erfolgt in Mörtel-hinter welchen sich die Maschinen-Zentrale befindet, in welcher

werden.

Drei Lokomobile erzeugen zusammen rund 500 PS. Die mit den Mörtel gefüllten Kästen von je 1,25 m³ Inhalt können durch vier hochgelegene, das Tal überspannende Kabelhängbahnen nach jedem beliebigen Punkte des geschafft werden, während der Transport der Steine mittels

Arbeitsfeldes

Lokomotiven erfolgt.

Auf den Steinlagerplätzen sind ca. 100 Arbeiter mit dem Waschen und den Steinbrüchen selbst 300 Mann für die Gewinnung der

Abbürsten, in

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Steine beschäftigt, samt den Maurern, Handlangern auf der Sperre etc. im ganzen ein wechselnder Arbeiterstand von 900 bis 1000 notwendig.

Nachdem im Bereich des Stauwasserspiegels außer 240 ha Waldboden und 930 ha landwirtschaftlich benutzte Grundstücke noch 5 Dörfer zum Teile

oder ganz hineinfallen, mußten 150 Familien ihre Wohnsitze verlassen und für dieselben Ersatz geschaffen werden, zu welchem Behufe für einen Teil dieser Bevölkerung seitens der Regierung ein ganz neues Dorf „Neu Breisach“ gebaut wurde. (Siehe auch die Broschüre: Soldau-Heßler, die Waldecker Talsperre, Marburg 1911.)

Zugspannungen sind in der Mauer keine vorhanden; die größten Pressungen gemessen in der Richtung der Tangente an die Begrenzungslinie des Querschnittes erreichten die Höhe von 19,3 kg/cm², während die Druckfesfigkeit der Grauwacke — der hier zur Verwendung gelangten Bausteine — rund 1500 kg/cm², also die 80 fache Größe der maximalen Beanspruchung, beträgt.

Bei der Berechnung wurde ein spezifisches Gewicht des Talsperrenmauerwerkes von 2,3 angenommen, und Unterdrück (Auftrieb) nicht berücksichtigt. Die Mauer erhält auf der Wasserseite in ihrer ganzen Höhe einen wasserdichten Putz, der durch einen Schutzmantel aus Bruchstein-Mauerwerk von 0,75 m Stärke gegen mechanische Angriffe geschützt wird.

Sollte trotzdem noch Wasser durch die Putzschichte dringen, so wird es durch Sickerröhren, welche in der Mauer liegen aufgefangen und abgeführt.

Fig. 194 zeigt den Querschnitt der Talsperrenmauer und des Absturzbassins, Fig. 195 den Grundriß des ganzen Abflußwerkes und Fig. 196 eine Ansicht der Talsperre nach ihrer Vollendung.

4. Die Möhne-Talsperre,

das zweitgrößte in Europa derzeit bestehende Staubecken von 130 Mill. m3 Inhalt abschließend, wurde im Jahre 1907 begonnen und wird dieses Jahr (1913) vollendet dem Betriebe übergeben werden.

Der Stauweiher liegt in einem Nebentale der Ruhr, dem Möhnetal, an der Vereinigungsstelle der Mohne mit der Heve und wurde die Errichtung dieses Werkes durch den 1899 gegründeten Ruhrtalsperrenverein veranlaßt. Das Projekt rührt vom Regierungsbaumeister Link in Essen her, welcher auch die Oberleitung des Baues besorgte, welches einen Kostenaufwand von 21¹/₃ Milk Mark, d. h. lG¹^ Pfennig (19¹/₂ Heller) pro m³ Stauinhalt erheischt. Es entfallen von dieser Bausumme

7^2 Mill. M.,

auf den Bau der Talsperre samt Objekten .

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für Grunderwerb ..........

für Straßen- und Nebenanlagen.....

für Bauleitung, Zinsverluste etc......

21¹/₂ Mill. M.

zusammen

Im Jahre 1908 erfolgte der erste Spatenstich. August 1909 wurde mit den Maurerarbeiten begonnen. 1912 (Juni) war die Talsperre bis auf 3—4 m fertiggestellt, so daß 1913 die Inbetriebsetzung zu gewärtigen ist.

Die Erfahrungen im Jahre 1904 mit einer etwa 5 Monate langen Trockenheitsperiode zeigten, daß die bisherigen Annahmen rücksichtlich des Verhältnisses zwischen Stauweiherinhalt und notwendiger Abgabe an die Wasserwerke nicht genügte.

Bis 1906 waren im Ruhrgebiet 9 Stauweiher mit 82,4 Mill. m³ Inhalt fertiggestellt, welche jedoch nicht genügten und welcher Abgang an Stauinhalt sich besonders auch im Jahre 1904 für die Wasserwerke sehr fühlbar machte.

Von dem 4500 km² großen Niederschlagsgebiet der Ruhr floß im September dieses Jahres kein Tropfen in den Rhein und mußten die unteren

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Fig. 197. Möhne-Talsperre. Querschnitt der Staumauer.

Wasserwerke durch neu errichtete Pumpwerke das Wasser dem Rhein ent-in die Ruhr leiten und durch Stauwerke im Fluß einzelne den Grundwasserstand zu erhöhen und genügend

nehmen und

Haltungen schaffen, um Wasser in den Entnahmebrunnen zu erhalten.

bezügliche Berechnung ergab als notwendigen Fassungsraum der 98,5 Mill. m³, also nahezu das 3 fache des Inhaltes (32,4 m³)

Eine

Stauweiher von der damals bestandenen 9 Staubecken,

Dieser Übelstand gab Veranlassung zur Verfassung von 2 Projekten: die List er-Talsperre mit 22 Mill. m³ Inhalt bei 4,2 Mill. M. Kosten (pro m3 also 19 1 Pf- (= 23 Heller) und die Möhne-Talsperre mit 130 Mill. m³ Inhalt. Einzugsgebiet dieses Stauweihers beträgt 416 km², die mittlere jährliche

Das

Abflußmenge 245 Mill. m³, so daß der Stauinhalt 53 °/₀ beträgt. Nachdem als mittlere Niederschlagshöhe 950 mm, also als Regenmenge pro Jahr 395 Mill. m³ gemessen wurde, so ergibt sich ein mittlerer jährlicher Abflußkoeffizient von 62 °/₀.

Die mittlere sekundliche Abflußmenge beträgt Qm = 7,8 m³, die maximale bei Hochwasser Qmax. = 292 m³ (1891), die minimale (1891) Omin. — 0,37 m³. Als Verdunstungshöhe (900 mm) nach Abzug der Verlusthöhe zu 350 mm (Differenz zwischen Regenmengen und Abflußmengen) wurden 500 mm in Rechnung gestellt, so daß bei 1016 ha Wasserspiegelfläche ein jährlicher Verlust durch Verdunstung mit 5,6 Mill. m³ resultiert.

Die Talsperrenmauer erhält eine größte Höhe // = 40,3 m, eine Basisbreite Bu = 34,6 m, eine Kronenbreite B₀ — 6,2 und wird in der Krone gemessen l₀ = 640 m lang. Im Grundriß erhält die Mauer eine parabolische Form y² = 1000 x, also in der Mitte mit einem Radius von r = 1000, und beiderseits anschließend mit r = 1200 in gekrümmt.

Die größte Wassertiefe beträgt tmax. = 32,1 m, die Kubatur des Mauerwerks K= 265000 m³; der Wasserspiegel des gefüllten Stauweihers bedeckt eine Fläche von 1016 ha bei durchschnittlich 700 m Breite und max. 2500 m Länge.

Fig. 197 zeigt das Querprofil der Talsperrenmauer, dessen statische Untersuchung für die denkbar und wahrscheinlich ungünstigste Beanspruchung durchgeführt wurde, und zwar unter Annahme eines vollen hydrostatischen Unterdruckes.

Das Mauergewicht wurde mit 2,350 unter Annahme von 42 °/₀ Mörtelverbrauch angenommen. In Wirklichkeit dürfte der letztere nur 36 °/₀ betragen und somit ein spezifisches Gewicht des Mauerwerkes 2,400 resultieren.

Als maximale Kantenpressung ergab die Untersuchung weniger als 8 kg pro cm², und zwar im ersten Falle bei vollem Becken mit Unterdrück 7,35 kg, bei leerem Becken 7,57 kg pro cm².

Der Erddruck wurde nach dem Rebhannschen Verfahren wie überall meist üblich unter Annahme eines Reibungswinkels der durchnäßten Erde von 20° und einen Reibungswinkel mit Mauerwerk = 0°, endlich einem spezifischen Gewichte der Anschüttung von 1,9 durchgeführt. Beim 2. Falle ergab sich eine größte Beanspruchung des Untergrundes von 8,03 kg pro cm².

Zur Nutzwasserentnahme sind am Fuße der Sperrmauer 4 Rohrleitungen d — 1400 mm eingebaut, und zwar je zwei in einem Stollen an beiden Talseiten, dabei auf der Wasserseite auf 4,5 m Länge dicht in Ziegel abgemauert und zwar in einzelnen konischen Ringen, welche jeder für sich gemauert und verputzt werden. Die Absperrung der Rohrleitung ist eine doppelte; einmal als Sicherung in einem hohen Schieberschacht auf der Wasserseite durch einen Flachschieber, welcher von der Mauerkrone aus bedient wird; ein zweites Mal an der Luftseite in einem eigenen Schieberhaus mit normalen Wasserleitungsschieber für den eigentlichen Betrieb.

Für die Trink Wasserentnahme sind weitere 4 Rohrleitungen d = 300 mm eingebaut.

Zur gefahrlosen Ableitung der Hochwässer dient eine in der Mauerkrone mit 113 Öffnungen ä 2,5 m situierten Hochwasserüberfall von 282,5 m Länge, welcher bei h — 0,35 m Überfallhöhe Q= 180 m³ abzuführen in der Lage ist, ferner dienen zur Hochwasserentlastung noch 3 in einem 12,5 m² großen und 300 m langen Umleitungsstollen eingebaute Rohrleitungen von af=1400 mm, welche sämmtlich durch von der Mauerkrone aus bedienbaren Schiebern verschlossen sind.

Der Aushub des leichten Fundamentmateriales erfolgt mit Eimerbagger bis auf den Felsen, welcher in 4 m Tiefe ansteht. Die durchschnittliche Gesamttiefe der Fundamentgrube beträgt ca. 7 m. Der Felsen besteht aus wechsellagernden Tonschiefer und Sandsteinbänken. Die Talsperre liegt im Mitteldevon, und war leider in der Nähe der Talsperre nicht genügendes brauchbares Steinmaterial zu gewinnen möglich, weshalb der größere Teil von auswärts bezogen werden mußte.

nur im Innern der Mauer Verwendung fand.

Zur Vermauerung für das Talsperrenmauerwerk gelangten viererlei Steinsorten. x/₄ des Bedarfes bestand aus Grauwacke, welche aus 3 km weit gelegenen Steinbrüchen gewonnen wurde; der größere Teil war ein schiefriger harter Devonkalkstein (17 km Entfernung) — dann etwas Muschelkalk und endlich ein kleiner Teil glaukolitischer Mergelsandstein (Grünsandstein) welcher — da hygroskopisch

Als Sand wurde teilweise aus der Lippe bezogener (loko Baustelle 5,0 M.), zum größeren Teile aber in Walzenmühlen gebrochener Steinsand (4,80 M.) verwendet.

Als Mörtel gelangte eine Mischung von

1 Raumteil Portland-Zement,

3 Raumteile Weißkalk,

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Sand zur Verwendung.

Der Mörtelverbrauch betrug, wie bei der Listertalsperre, 37 °/₀.

Die Tagesleistung eines Maurers betrug ca. 2,8 m³ Talsperrenmauerwerk (bei llstündiger Schicht).

Pro m³ Mauerwerk wurde der Bauunternehmung D. Liesenhoff-

Dortmund an Arbeitslohn inkl. der Gerüstung gezahlt .    .    6,60 M.,

• 12,40 „

für die Materialbeschaffung (durch die Bauleitung) und die Mörtelstation entfällt

daher Gesamtkosten 1 m³ Mauerwerk 19,50 M.

Die maximale Tagesleistung (1910) betrug 1192 m³, daher bei 800 Mann (Maurer und Tagelöhner) pro Tag die hohe Leistung von 3,5 m⁸ entfällt.

1800 m³ Kalk.

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Zum Einsumpfen des Weißkalkes dienten 16 Kalkgruben mit einem Fassungsraum

Die Mischung des Mörtels erfolgte in einer großen Mörtelstation (5 Kunze sehe Maschinen mit je 7 m³ Stundenleistung, ausreichend für eine Tagesleistung von 1150 m³ Mauerwerk) und wurde das Einschütten in nachstehender Reihenfolge vorgenommen: zuerst Weißkalk (28 Tage eingesumpft) dann Zement, Sand und zuletzt das Traßmehl.

Die Abdichtung (Verblendung) der Mauer auf der Wasserseite erfolgte wie bei den von Intze projektierten Sperren. Als Anstrich wurde zuerst

Siderosthen, später Nigrin verwendet, welcher auch nach längeren Belassen an der Luft keine Rissebildung zeigen soll.

Zur Erhaltung der Komunikation im Bereiche des Stauweihers, also Verbindung der Provinzialstraßen etc. mußten 5 Brücken gebaut werden, die einen Kostenaufwand von 1,76 Mill. M. erforderten, darunter eine 450 m lange, 8 m breite und 32 m hohe Brücke mit 16 Öffnungen und 25 m Spannweite, welche allein 600000 M. kostete.

Nebstdem war ein neuer Bahnhof (310000 M.) und eine partielle Bahnverlegung notwendig. Außer obigen 5 Talüberbrückungen werden 3 Dörfer überschwemmt und müssen entschädigt werden.

Außer dem Zwecke der Sammlung des Wassers soll auch zur Ausnutzung der Kraft direkt unter der Talsperrenmauer eine Kraft-Zentrale gebaut werden, durch welche im Mittel 2100 PS. gewonnen, die Anlage jedoch für 6400 ausgebaut werden soll. 2 Niederdruck- und 4 Hochdruckturbinen von je 1600 PS. sollen 4 Generatoren antreiben. Nachdem die meiste Kraft in den Abendstunden benötigt wird (zur Beleuchtung), wird unterhalb der Sperrmauer ein kleiner Ausgleichs-Stauweiher errichtet werden, welcher das abends zu viel gebrauchte Wasser aufspeichert und gleichmäßig an die unterhalb liegenden Wasserinteressenten abgibt.

5. Der Stauweiher im Bobertal bei Mauer.

Zum Zwecke des Hochwasserschutzes, sowie für Nutzwasseraufspeicherung dienend, faßt dieses Staubecken 50 Mill. m³, von welchem Inhalte 30 Mill. m³ für ersteren und 20 Mill. m³ für letzteren Zweck dienen sollen.

Von den bisher beobachteten, größten Hochwasserquantum unterhalb der Sperre zu 1350 m³ pro Sekunde, soll nach Projekt durch diese Anlage die Hochwasserwelle in der Kulmination auf 250 m³ reduziert werden.

Im Projekte wurde für das Niederschlagsgebiet pro km² Q = 1 m³ max. Hochwassermenge, also für das 1210 km² große Einzugsgebiet dieses Staubeckens Qmax. — 1210 m³ angenommen.

Die Talsperrenmauer hat nach Projekt, von der Fundamentsohle aus gemessen, eine maximale Höhe von h — 60 m, die maxim. Wassertiefe beträgt t — 46,7 m, die untere (Sohlen-) Breite bu = 50,3 m, die obere (Kronen-) Breite b₀ ~ 7,2 m, die Länge in der Krone l₀ = 280 m, in der Talsohle lu = 120 m, die Mauerwerkskubatur K — 250000 m³, die Stauwasserspiegelfläche f— 240 ha. Die Mauer ist im Grundriß nach einem Halbmesser r = 250 m gekrümmt.

Die wirkliche Fundierungstiefe beträgt durchschnittlich 12—14 m, im max. 18—20 m und ergab sich nach vollendetem Fundamentaushub im tiefsten Punkte eine Gesamthöhe der Mauer von h = 68 in.

Eine Reihe von Objekten dient teils zur Hochwasserentlastung, teils für die Kraftwasserentnahme und endlich auch für die Entleerung des Staubeckens.

Der seitliche Überfall hat eine Länge von / = 87 m und führt bei li = 1,50 m und ²/₃ /n = 0,57, Q — 400 m³ ab. Der große Hochwasserstollen von 51,3 m2 Querschnitt besitzt eine Kapazität von 300 m³, jedoch ohne die 3 Rohrleitungen d — 1500 mm.

In den beiden Grundablässen befindet sich je ein Rohr von d — 1500 mm. Es ergibt sich daher für die Stollen und die Grundablässe ein faktisches Abfuhrvermögen von 250 m³ und für das Überfallwehr 400 m³, zusammen also Q = 650 m³ gegenüber der ursprünglich projektierten Kapazität von

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Talsperre bei Mauer am Bober. Fundamentmauerung.

Sämtliche 5 Rohrleitungen haben einen doppelten Schieberverschluß. Während des Baues diente der große Umlaufstollen zur Ableitung der

Bober von der Baustelle.    .    ^ ,

Für die Kraftwasserentnahme gehen durch die Talsperre 4 Rohre ^=160 mm welche das Betriebswasser an 4 Turbinen ä 1500 HP. abgeben.

Fig. 198.

900 m³

Die Vorlagswasserhöhe für das Kraftwasser beträgt 15 m und 17,40 m Hochwasserschutztiefe.

Das gesamte Druckgefälle beträgt bei Niederwasser 15 m und beim Normalstau 15 + 15 = 30 m; 47 m beim maxim. Wasserspiegel, dabei ca. 4 m Sauggefälle.

Als Unterlage für das Fundamentmauerwerk der Staumauer wurde eine 0,70 m starke Betonplatte ausgeführt.

Die Gewinnung des Steinmateriales (Granit) erfolgte in großen, 5 km von der Baustelle entfernt liegenden Steinbrüchen. Zur Vermauerung gelangte dieser Granit ohne jede weitere Bearbeitung, also hammerrecht ohne Spitz-meisel oder sonstigen Steinmetzwerkzeuge. Infolge der kollosalen Breite des

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Fig. 199. Talsperre bei Mauer am Bober. Situation.

ABC Umleitungsstollen, BEF Sperrmauer, HJ Überlauf, MN Umleitungswehr, L Grundablässe, Ä Kraftwerk, B Riickstauwehr, S Entlastungsanlage in der Höhe des Nutzwasserbeckens.

Mauerwerkskörpers in den untern Partien (40—50 m) wurde als Füllmaterial in der Mitte auch großes Basaltgeschiebe verwendet, das Mauerwerk wurde auf der Luftseite unten beiläufig immer um 30 cm höher als an der Wasserseite gehalten, in den höhern Lagen der Mauer auch mehr, um so ideale Fugen senkrecht auf die Drucklinie zu erhalten.

Eipe Hebung der Steine war nicht notwendig; sie wurden mittels Rollwagen auf Geleise auf die Mauer transportiert, die auf einzelne Mauerpfeiler gelegt, früher hergestellt und die Zwischenräume später ausgemauert wurden.

Der Bausand wurde im Flusse selbst beiläufig 400 m talabwärts der Sperre durch direktes Baggern gewonnen und entfiel infolge seiner Reinheit das Waschen desselben; daher die Kosten der Sandbeschaffung, die sonst 5—10 M. pro m³ betragen, ganz unbedeutende waren.

Zum Mauern der Talsperre wurde ein Mörtel verwendet, welcher aus 600 1 Sand,

60 1 Traß (Plaidt a. Rh.), und 40 1 Weißkalk bestand,

125 1 Portland-Zement (Oppeln), also eine Mischung nach Volumteilen von 1 Zement, ¹/₂ Traß, ¹/₈ Kalk, 5 Sand entsprach. Als Mörtelverbrauch wurden für die Bauunternehmung (Liebold & Co. in Holzminden) in max. 84°/₀ zugelassen, de fakto betrug der Mörtelverbrauch im Mittel zur Zeit der Besichtigung (Juni 1910), bei welcher das Mauerwerk zirka 6 m über der Talsohle fertiggestellt war, nur 33 °/₀.

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Abbildungen nach den vom früheren Konstrukteur der Lehrkanzel Dr. Robert Fischer anläßlich der 1902 von mir unternommenen Studienreise gemachten photographischen Originalaufnahmen.

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Flg 200. Talsperre bei Mauer am Bober. Schnitt durch den Rohrdurchlaß zur Kraftzentrale.

sorgten Schauer,

nehmung 1 Ingenieur, 2 Poliere und 4 Vorarbeiter. Mit der Oberleitung des Baues war Herr Wasserbauinspektor Bach mann — als Projektsver

Um diese Zeit leistete 1 Maurer (bis zu 20 m Mauerhöhe von der Fundamentsohle) im Mittel pro Tag 2¹/a—B m³ bei 11 stündiger Arbeitszeit. Bis damals wurden 700 m³ Mauerwerk pro Tag fertiggestellt und auf der Mauer 350 Arbeiter, im ganzen 1050 Arbeiter beschäftigt. Die Aufsicht be-seitens der Provinz der Bauleiter Herr Regierungs - Baumeister dem 1 Techniker zugeteilt war und 1 Polier; seitens der Unter

fasser — betraut.

Die Einbringung des Mörtels erfolgte in sehr steifem Zustande. Der Bau der ganzen Anlage wurde 1904 begonnen, der Grundstein der Talsperre selbst am 80. Juni 1908 gelegt und dieselbe 1912 vollendet.

zusammen 8,1 Mill. M.,

Laut Projekt betrugen die Baukosten der Grunderwerb........

.    5,7 Mill. M.

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d. h. pro m³ Stauraum 17 Pf. = 19 h.

Die Kosten des Kraftwerkes (8000 HP.) samt Leitungsnetz 2,5 Mill. M. (Die Einlösung der Papierfabrik erforderte allein den Betrag von 1,5 Mill. M.)

Die Kosten von 1 m³ Talsperren-Mauerwerkes stellten sich alles in allem ca. auf 19 M. (22 K), wobei der Bauunternehmung die nötigen Mörtelmaterialien (Zement, Kalk und Traß) von der Provinzialverwaltung beigestellt wurden, in obigen Kosten jedoch eingerechnet erscheinen.

Die Talsperre liegt ca. 10 km von Hirschberg flußabwärts und 2 km oberhalb des Dorfes Mauer in Preußisch Schlesien.

Fig. 198 stellt eine Aufnahme der Abschlußstelle während der Mauerung des Fundamentes, Fig. 199 die Gesamtsituation der ganzen Anlage und Fig. 200 einen Querschnitt durch den zur Kraftzentrale führenden Rohrstollen.

Die deutschen Vogesen-Stauweiher.

Die von den östlichen steileren Abhängen des ca. 1300 m hohen Vogesengebirges herabkommenden Bäche führen infolge der bedeutenden Niederschläge wohl im allgemeinen reichliche Wassermengen den Tälern und Niederungen zu, doch ist der Abfluß ein sehr unregelmäßiger und insbesondere die Nieder-wrasserquantitäten für die Industrie und die Wiesenbewässerungen unzureichend. Nach einer seit 50 Jahren geübten Norm wird als Wasserbedarf für die Wiesenbewässerung bei Mittel- und Niederwasser pro Jahr und Hektar 8000 m³ angenommen (80 cm Wasserhöhe), welcher auf 8 Wässerperioden (Frühjahrsbewässerung im April, Sommerbewässerung im Juni, Juli und August und Herbstbewässerung im September, Oktober und November) verteilt wird.

Während die beiden ersten Bewässerungen nur den Zweck der Anfeuchtung verfolgen, wird im Herbste, wo auch die unbeschränkte Benutzung der Hochwässer gestattet ist, eine düngende Wirkung angestrebt. Dieser Bedarf ist nun beim Niederwasserstande der Bäche nicht gedeckt, desgleichen auch die Industrie immer mit Wassermangel zu kämpfen hatte, was hier um so mehr fühlbar wurde, als dieses Ober-Elsaßgebiet weitab von den mitteleuropäischen großen Kohlendistrikten liegt. Schon im vorigen Jahrhundert wurde mit der Anlage künstlicher Seen begonnen, um eine geregeltere Wasserabfuhr zu ermöglichen, doch waren diese, sowie die später getroffenen Vorkehrungen zu primitiv und unzureichend. Erst seit dem Jahre 1875 wurde, einer Eingabe der Wiesenbesitzer zufolge, mit den detaillierteren Erhebungen wegen des Baues großer Stauweiher seitens der deutschen Regierung im Elsaß begonnen und durch den Vorstand des kulturtechnischen Ministerial-Departements, Ministerialrat Ingenieur H. Fecht, die bezüglichen Projekte auf Grund der bei den französischen Sperren gesammelten Erfahrungen und der in dem letzten Dezennium bedeutend entwickelten Theorien über die Berechnung rationeller Staumauerprofile entworfen und von demselben auch der

Bau des Stauweihers im Alfeld bereits 1889, jener der anderen Talsperren 1893 publiziert (Berlin, Verlag von Ernst & Korn).

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Die neueren, innerhalb der Jahre 1883—1894 erbauten Stauweiher fassen 6 Baustellen, von welchen 4 Sperren im Fechttale, 1 Sperre im Dollertale sich befinden und die neueste 1894 vollendete Reservoirmauer im Lauchtale situiert ist. — Alle Stauweiher liegen in unmittelbarer Nähe des Vogesenkammes, welcher gleichzeitig die französische Reichsgrenze bildet.

6. Stauweiher im Fechttale.

Die Regenhöhe für die 1200—1300 m hohe Wasserscheide beträgt im Durchschnitt ca. 2000 mm, im Fechttale selbst für 850 m Seehöhe 1500 mm, für 440 m Seehöhe 1000 mm und für 150 m Seehöhe 650 mm (Straßburg). Für Verdunstung und Versickerung wurde ¹/₃ der Regenhöhe in Abzug gebracht, also A — 0,66 R angenommen. Bei dieser Regenhöhe führt die Fecht im Mittel 5 m³ pro Sekunde, jedoch sehr unregelmäßig, ab, so daß bei Hochwasser bis 100 m³ und bei Niederwasser oft nur 0,6 m³ zum Abflüsse kommen. Die bestehenden Wasserwerksanlagen des Fechttales benötigen jedoch 3 m³ pro Sekunde. Durch die Reservoire soll nun beiläufig für einen 100 tägigen Vorrat vorgesorgt und dadurch die Ermöglichung eines regelmäßigen Abflusses bezw. Ersatzes an jenen Tagen geschaffen werden, an welchen der Fluß weniger als 3 m³ abführt. Im Fechttale gelangten 4 Stauweiher, zumeist auf Staukosten nach den Projekten und unter Oberleitung des kaiserl. Ministerialrates Fecht, zum Teil durch Beiträge seitens der Fabrikanten gedeckt, zur Ausführung.

a) Der Darensee (oder Sulzerersee).

in 1060 m Seehöhe gelegen und in den Jahren 1835—1837 durch den Fabrikanten Hartmann aus Münster zuerst hergestellt, wurde in den Jahren 1890/91 mit einem Kostenaufwand von 57 100 M. rekonstruiert. Der Stauweiherabschluß wird durch einen 10,8 m hohen und 140 m langen Erddamm hergestellt. Die größte nutzbare Wassertiefe beträgt 9,8 m, der Fassungsraum 580 000 m³.

b) Der Forellenweiher,

gleichfalls ein kleinerer, in 790 m Seehöhe gelegener Stauweiher, durch einen Erddamm gebildet, welcher mit einem Kostenaufwand von 65700 M. hergestellt wurde. Die Herstellungsart war die gleiche wie bei dem in nachfolgenden beschriebenen Schießrothriedweiher.

c) Der Schießrothriedweiher.

Dieser Weiher, ein ehemaliger natürlicher, auf einer Torfschichte aufgelagerter Hochsee liegt ganz in der Nähe der 1361 m hohen Vogesen-Wasserscheide (Hoheneck und Spitzköpfe), knapp an der französischen Grenze. Das Einzugsgebiet beträgt 124 ha = 1,24 km², die Wasserspiegelfläche ca. 5,6 ha; der maximale Fassungsraum beträgt bei einer maximalen Stautiefe von 12,5 m = 360000 m³. Der 13,7 m hohe Staudamm ist 150 m lang und mit gekrümmter Krone gebaut. Der Fuß ist jedoch gerade angelegt und als Fußmauer hergestellt, welche bis auf den Granitfelsen hinabreicht. Ursprünglich war eine Mauer projektiert, doch wurde der Fundierung wegen hiervon später Abstand genommen. Als Dammschüttungsmaterial für die Wasserseite wurde lehmiger Sand verwendet und in 10 cm starken Schichten aufgebracht, mit Gießkannen dünnflüssige Kalkmilch aufgegossen, darüber etwas trockenes Material gestreut und sodann gestampft. Bei Regenwetter wurde der Kalk nur in Form von Kalkpulver aufgebracht. Auf 1 m³ fertig gestampfter Dammschüttung kamen 15—20 1 = 9,4—12,5 kg Kalkpulver.

Das Dammaterial bestand zumeist aus

0,85 kg Sand,

0,15 „ Lehm,

zusammen 1,00 kg Dammerde, oder in Litern: 0,79 1 Sand,

0,21 1 Lehm.

Das Dammerdematerial wurde nach einiger Zeit sehr fest und wasserdicht. Beim Stampfen reduzierte sich die ursprüngliche Schichtenhöhe auf ca. die Hälfte. Infolgedessen kam 1 m³ festgestampftes Material mit Kalkmilch auf ca. 1,65 M. zu stehen. Der eigentliche Dammkern wurde ohne Kalkmilch in 20 cm hohen Schichten gestampft und stark begossen, hierbei alle vegetabilischen Stoffe sorgfältig entfernt. Werden zu obigem Preise noch alle Nebenarbeiten etc. gerechnet, so kommt de facto 1 m⁸ gestampfter Damm im Mittel auf ca. 2 M. (2,35 K) Der talseitige Dammteil ist aus steinigem Material geschüttet und möglichst mit Sand gemengt. Diese Schüttung kam nur auf 50 Pf. Die talseitige Böschung wurde durch Schlichtung der größeren Steine treppenförmig hergestellt, die Wasserseite jedoch mit einem 80 cm im Mittel starken, auf der Rückseite mit Absätzen versehenen Zementmauerwerk (verfugtes Zyklopenmauerwerk) verkleidet, welches sich auf eine ca. 2 m tiefe und 2 m breite Herd- (Fuß-) Mauer aufbaut (siehe Taf. XV).

Die 6 m breite Dammkrone ist abgepflastert und auf der Wasserseite mit einer steinernen Parapuetmauer versehen; sie liegt 1,2 m über dem höchsten Wasserspiegel. Auf einer Seite an der Tallehne befindet sich das Überfallwehr; dasselbe besteht aus 3 überbrückten Öffnungen von je 5 m Weite mit 2 Pfeilern, 80 cm stark und 1,20 m hoch; das Wehrgerinne ist ganz gemauert und beim Ausfluß mit einer 3 m hohen Absturzmauer versehen. Das sich daran anschließende gemauerte Abflußgerinne verengt sich von 16,6 m auf 1,3 m und vereinigt sich mit dem gepflasterten Graben des Grundablasses.

Die Sohle des Abflußgerinnes ist nicht abgetreppt, sondern bildet eine einzige schiefe Ebene von 1 : 3 Gefälle. Der Grundablaß besteht aus einem 1,50 m hohen, 1,10 m breiten, gewölbten Kanal (Gewölbe 35 cm stark), in welchen eine 500 mm weite genietete Schmiedeeisenrohrleitung mit Flanschen und Bleiringdichtung gelegt ist. An der Wasserseite besteht diese Rohrleitung aus 500 mm weiten gußeisernen Röhren mit angegossenen Rippen, welche auf 9 m Länge voll eingemauert sind. Der Einlauf ist mit einer von der Dammkrone aus aufziehbaren Schütze verschlossen. Die Regulierung des Abflusses erfolgt durch einen großen, in einem eigenen Auslaufobjekt situierten Wasserschieber.

Um einerseits die Dilatation, wie unvermeidliche hydraulische Stöße zu parallelisieren, ist an dem gekrümmten Auslaufrohr ein Kopf mit Spindel und kräftiger Spiralfeder angebracht, der sich andererseits an einen starken Eisenanker S stüzt, welcher fest eingemauert ist. Die Flanschen des Schiebers können auf einer Eisenplatte leicht gleiten. Die Wucht des ausströmenden Wassers wird durch ein Staubecken gemildert, welches durch eine aus Einschubbalken bestehende, 1 m hohe Stauanlage gebildet ist. Der in eigener Regie durch das kaiserliche Landesmeliorationsamt in den Jahren 1886 bis 1890 durchgeführte Bau dieses Stauweihers beanspruchte eine Summe von 162000 M. Bei einem Fassungsraume von 860000 m³ entfält somit pro m3 aufgespeicherten Wassers 45 Pf. (58 h).

Die Baukosten verteilten sich auf die einzelnen Rechnungsposten

Baukosten nach Projekt.

19800 M. 57140 „ 61390 „ 8170 „

wie folgt:

I.    Grunderwerb .

II.    Erdarbeiten

III.    Maurerarbeiten

IV.    Eisenwaren.    .

Zusammen 146 500 M.

Hierzu durch den Bau bedingte Mehrkosten ....    15500 „

Zusammen 162000 M.

Die einzelnen Posten stellen sich aus nachstehenden Einheitspreisen

zusammen:

ad I. 26 a Wald ä 15 M.

564 „ Weide |

435 „ Wiese j

ad II. 1. Fundamentaushub.

5339 m³ ä 2,15 M.....

2495 „ ä 1,50 „    .    .    .    •

Abräumen des Terrains .    .

15—40 M.

Zusammen

19800 M.

11500 M. 3742 „ 1500 „

2.    Wiederanfüllen und Planieren der Fundamentgrube, 5980 m³ ä 0,50 M............

3.    D ammanstampf ung samt Begießen mit Kalkmilch etc., 18677 m³ im Mittel angenommen ä 0,80 M. (kann de facto

auf 2 M.).................

4.    Herstellung eines Weges, 3120 m lang, 2,5 m breit

5.    Mehrarbeiten, Überlaufproben etc......

16742 „

2990 „

14941 „ 3800 „ 18140

ad III. 1. Hydraulische Bindemittel loco Baustelle. 195000 kg hydraulischen Kalk, pro Waggon

(10000 kg) 234 M..........

173000 kg Zement, pro Waggon (10000 kg)

450 M...............

Zufuhr von 368 000 kg, pro Waggon(10000kg

150 M.............__

57140 M.

4563 M.

7785 „

5520 „

17868 „

zu übertragen:

2. Bruchsteinmauerwerk für Fuß- und Verkleidungsmauer (Zyklopenmauerwerk in hydraulischem Mörtel, alles in allem, jedoch ohne Lieferung der hydraulischen Bindemittel), 2400 m³ ä 9,50 M.......

Mehrarbeiten...........

Übertrag:

17 868 M.

22800 M. 2280 „

25 080 „

3.    Hausteinmauer werk, Gewölbe, Deckplatten, Sohlplatten, 65 m³ ä 53 M.............

4.    Verfugen in Zement, 2980 m² ä 0,70 M......

5.    Trockenpflaster, 50 cm stark, 9330 m² ä 2,50 M. .

6.    Diverses ................

3445 „ 2086 „ 10825 „ 2086 „

Summe der Maurerarbeiten 61390 M. ad IV. Gußeiserne Röhren, Absperrschieber, Schützen, Brücke über den Wehrüberfall, Gitter etc,

8150 M.

d) Der Altenweiher.

Der Altenweiher, ein ehemaliger Hochsee, 8 km oberhalb Metzeral im Fechttale in einer Seehöhe von 980 m gelegen, wird durch eine in Granit zyklopenförmig gemauerte, 115 m lange Talsperre von 22 m Höhe, 4 m Kronenbreite und 14,19 m Basisbreite gebildet und faßt bei 14 m Wassertiefe 730000 m³. Die Fundamenttiefe beträgt 7 m, der Baugrund ist Porphyrgranit. Die Mauerkrone liegt 1 m über dem höchsten Wasserspiegel. Da die Seehöhe des Stauweihers 930 m, jene des 2 km entfernten Bergfußes 660 m und jene der 4 km vom Stauweiher entfernt liegenden Eisenbahnstation Mitlach 526 m beträgt, so war, wie bei allen Elsässer Talsperren, der Höhentransport ein bedeutender und betrugen die Zufuhrkosten von der Bahn bis zur Baustelle pro Waggon (10000 kg.) = 150 M. Der 2 km lange, 2,5 m breite Fahrweg vom Bergfuß zum Weiher wurde mit 12 °/₀ mittlerer Steigung neu angelegt und kostete pro lfd. m ca. 1 M. (leichtes Material, kein Felsen). Diese Strecke konnte 1 Pferd mit einem 2rädrigen Karren bei 250—350 kg Ladung des Tages 4 mal bergauf zurücklegen (also täglich 16 km). Die Tagelöhne betrugen bei diesem Baue für:

Tagelöhner.........

Mineure..........

Maurer..........

Poliere..........

Steinhauer.........

ein 1 spänniges Fuhrwerk (Pferd) .

3,00—3,20 M. (3,50—3,75 K),

„ (    4,20

4,50—5,00 „ (5,25—5,85 „), 6,00—7,00 „    (7,00—8,20 „),

5,00

8,00

In der Parapuetmauer wurden auf 5 Stellen, je 2,5 m breit, durch eiserne Querstangen gesicherte Öffnungen ausgespart, um für den Fall, daß das Hochwasser bei eventueller Verstopfung der Überfallwehre über die Krone gehen sollte, die Stauhöhe nicht zu vergrößern, da die Mauer für den mit der Krone gleich hohen Wasserspiegel berechnet ist. noch ein separates, 15 m langes Überfallwehr in 3 Öffnungen angelegt,

3,60

lO 05

„)•

Neben diesem ist

welches bei h — 0,5 m Überfallhöhe Q = 103 m³ abführen kann, trotzdem das Niederschlagsgebiet dieses knapp gelegenen Stauweihers nur 1,2 km³ beträgt. Die Wasserspiegelfläche des Stauweihers beträgt 7,7 ha. Der im Frühjahr 1886 begonnene und im Herbst 1890 beendete Stauweiherbau erforderte eine Bausumme von 259000 M. Die Kubatur der Staumauer beträgt 10320 m³, der Mörtel verbrauch 33 °/₀. Im Projekt waren 30°/₀ Mörtelverbrauch angesetzt und wurde demnach das spezifische Gewicht des Mauerwerkes wie folgt berechnet, wobei dasselbe Porphyrgranit (Quarz, Orthoklas, Plagioklas und Magnesiaglimmer [Orthoklas in großen Kristallen in die Grundmasse eingesprengt]), hergestellt wurde. Es wog im Mittel 1 dm³ Granit = 2,67 kg, der Mörtel = 1,90 kg, es ergibt sich somit bei einem Mörtelverbrauch von 30 °/₀ ein spezifisches Gewicht des Mauerwerkes von 2,67.0,7 + 1,9.0,3 = 2,44 kg. Die Steingewinnung erfolgte in nachstehender Weise: Zuerst wurden durch Probeschüsse die notwendigen Mengen der Sprengmittel bestimmt, sodann erfolgte der Vortrieb eines Stollens (80 cm breit, 1,4 m hoch) durch 2 Mann. Bei Tag- und Nachtarbeit konnten pro Woche 2 lfd. m Stollen vorgetrieben werden. Der fertige Stollen war 22 m lang, die Vorgabe betrug 17,5 m, der Stollenvortrieb kostete 58 M. pro lfd. m, die Totalkosten der Sprengung sowie Stollenherstellung betrugen 3420 M., d. h. pro lfd. m Stollen samt Ladung und Sprengung entfielen 155 M. Am Ende des Stollens wurde eine Kammer hergestellt und dieselbe mit 45 Ztr. Pulver geladen, verdammt und die zur elektrischen Zündung bestimmten Drähte außen um einen Baumast geschlungen. Ein am nächsten Tage (Feiertag) in diesen Baum einschlagender Blitzstrahl zündete die Mine, durch welche 6000 m³ Steine gelöst wurden.

der Wasserscheide (Kastelberg 1350)

an

aus

Mörtel. Zu unterst auf den Felsen wurde folgende Mischung gegeben:

1 Raumteil Portlandzement,

V-2

hydraulischer Kalk,

2¹L Raumteile Sand oder 3 Raumteile hydraulische Bindemittel auf 5 Teile Sand,

hierauf bis 1 m Mauerwerkshöhe das Mischungsverhältnis 1:1:    sodann

1    : P/o: 5, weiter 1:2:6 (oder 1 Raumteil hydraulisches Bindemittel auf

Die Mauerung geschah von feststehenden Gerüsten aus. Im wurden 10320 m³ Mauerwerk hergestellt. Durchschnittlich wurden Herstellung von 1 m³ Mauerwerk an Arbeit benötigt:

2    Raumteile Sand) bis 7 m oberhalb Fundament, endlich 1:3:7 von 7 m bis zur Krone.

ganzen zur

0,57 Maurer- (Tagschichten), 0,72 Handlanger-,

0,03 Maschinistenschichten.

Der Mörtel wurde mit Maschinen (Möller & Blum, Berlin) angemacht, welche 4—5 m³ Mörtel pro Stunde erzeugten und von einer 6 pferdigen Lokomobile angetrieben wurden. Zum Gewinnen, Reinigen und Beiführen der Steine waren 1,66 Handlanger nötig (ohne Geräte und Sprengmaterial). Der Sand kostete pro m³:

32

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Baud.

Gewinnung

1,20 M. 1,00 „ 0,80 „

Waschen

Verführen

Zusammen 3,00 M.

Rollbahnlegen, Anfüllen der Baugrube etc. beanspruchten pro m³ Mauerwerk 0,49 Handlanger.

Verfugen des Mauerwerkes. Die Fugen wurden auf 5 cm Tiefe ausgekratzt und mit einem Mörtel, bestehend aus 1 Teil Portlandzement, 2 Teilen gesiebtem Bausand und ¹/₄—¹/₂ Teil hydraulischem Kalk (¹/₄ bei feuchter, ¹/₂ bei trockener Witterung) verfugt. Bei trockenem Wetter wurde bis zum Erhärten des Mörtels die Verfügung feucht erhalten. Das Verfugen pro m², sowie Auskratzen erforderten 0,11 Maurer- und 0,06 Handlangerschichten und an Material 5 kg Portlandzement und 1,2 kg hydraulischen Kalk. Zur Ausfüllung der Fugen und Risse, sowie zur Ausgleichung größerer Mulden im Fundamente wurde Beton verwendet, im Mischungsverhältnisse von

1    Raumteil Portlandzement,

2    Raumteile Sand und Schlägelschotter.

Festgestampft ergibt sich das Verhältnis 1:2:5 oder 1:7. Die Kosten von 1 m³ Beton stellten sich wie folgt:

0,174 m³ Portlandzement = 240 kg (6 M. pro 100 kg

• = 2,80 „

loco Bau)...............

0,35 m³ Sand ä 3,70 M...........

1,10 m³ Schlägelschotter, 4 cm³ groß, ä 5 M. .    .

Zubereiten, Einbringen und Stampfen.....

24,00 M.,

zusammen 1 m³ Beton (1: 7) ohne Wasserschöpfen der Baugrube. Der Beton wurde auf einer Pritsche unmittelbar über den zu verdichtenden Felsspalten im Fundament gemischt, mit der Schaufel hinabgeworfen und daselbst gut gestampft, sodann mit Kelle und Fugeisen die Spalten gut ausgestrichen. Wurde am Abend die Arbeit eingestellt, so ließ man das Wasser in der Baugrube stehen und wartete einen Tag ab, erst dann wurde wieder ausgepumpt und neu betoniert. In die oberste Schichte Beton wurden große Bruchsteine eingebracht, welche 40—50 cm hervorragten, um dadurch einen guten Verband mit dem Mauerwerk zu erzielen. 100 kg Portlandzement kosteten loco Bahnstation Münster 4,50 M., die Zufuhr bis zur Bahnstelle pro Waggon (10000 kg) 150 M.

Die Baukosten betrugen:

a) nach Projekt.

I. Grunderwerb (800 a sumpfige Wiesen und Wald) .    .    10000 M.

II. Erdarbeiten:

1.    Fundamentaushub,

14080 M.

2970    „ ä 3,50 M. . .    .    10395 „

11025 „

leichtes Material, 7040 m³ ä 2 M, felsiges

2.    Mehraushub und Diverses

35500 M.

III. Maurerarbeiten.

1.    Hydraulische Bindemittel:

2.    Bruchsteinmauerwerk

69

Herstellung exkl. Bindemittel, 10440 m³ ä 11 M. .    .

3. Hausteinmauerwerk, Deckplatten etc., 65 m3 ä 60 M.

. . 114840 „

4.    Verfugen, 4130 m² ä 0,70 M.....

5.    Trockenpflaster, 290 m² ä 9,10 M. .    .

6.    Diverses............

3900 „ 2891 „ .    1189 „

1634 „

IV. Eisenwerk, Aufzugsvorrichtung, Geländer (6 Mark pro lfd. m) etc................. .

190820 M.

4580 M.

Projektssumme 240900 M.

18100 .„

b) hierzu Mehrarbeiten

Gesamtbaukosten 259000 M.

259000 M.

Es stellen sich somit die Kosten von 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf

730000 m²

= 35 Pf. (41 h).

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Fig. 201. Altenweiher (Maueransicht und Längenschnitt).

Aus Fig. 201 ist die Ansicht der linksseitigen Hälfte der Talsperre (von der Talseite aus) zu ersehen, in welcher die drei Öffnungen der Überfallwehre von je 5. in Breite und 1,50 m Höhe angebracht sind. Durch einschiebbare Staubalken kann der Wasserspiegel noch um 60 cm gestaut werden, so daß der maximale Wasserstand 90 cm unter der Mauerkrone zu liegen kommt. Die Überfallöffnungen sind mit einer 8 cm starken Bedielung, welche auf Eisentraversen ruht, überbrückt. Von der Wehrkrone hat das Nachbett (Maueroberfläche) auf 4 m Länge 10 cm Gefälle und stürzt dort das Wasser 8 m hoch frei herab in ein Felsengerinne. Außerdem ist aus Fig. 201

32*

im rechten Teile eine der 2,5 m breiten, im Parapuet freigelassenen Öffnungen nebst der Einbindung in die linke Tallehne zu ersehen.

Fig. 202 veranschaulicht den normalen Querschnitt der Talsperrenmauer, welche 4 m Kronenbreite und in je 2 m voneinander entfernten Abständen nachstehende Stärken besitzt:

Krone— 2 m, 6 = 4,00 m.

„    14 „ 6 = 8,29 „

„    -16 „ 6 = 9,67 „

Behufs Ergänzung des fehlenden Mauerquerschnittes unterhalb der Wehrüberfallöffnungen ist das Mauerprofil verstärkt und beträgt diese Verstärkung bei 16 m Tiefenlage unter der Mauerkrone 37 cm, hinauf zu in den einzelnen Lamellen sodann 40, 44, 47, 38 cm (bei 8 m), entsprechend der geänderten Form der Drucklinie.

Der Grundablaß besteht aus einem am tiefsten Punkte der Talsohle durch die Mauer geführten gekuppelten Deckeldurchlaß mit 2 Öffnungen von je 400 mm Breite und 600 mm Höhe. Der Zwischenpfeiler (Quadermauerwerk) ist 400 mm, die gemeinsame Deckplatte 300 mm stark und 1900 mm lang; darüber ist ein halbkreisförmiges Quadergewölbe gespannt und voll ausgemauert. Dieser 4 m lange gekuppelte Durchlaß geht in seinem weiteren Verlaufe in einen gemeinsamen, 1200 mm hohen und 1200 mm breiten, gewölbten Durchlaß über. Das Gewölbe, aus Hackelsteinmauerwerk hergestellt, ist 350 mm stark. Der Abschluß auf der Wasserseite erfolgt durch 2 gußeiserne Schützen, welche durch Spindel von der Mauerkrone aus aufgezogen werden können. (Konstruktion ähnlich wie auf Taf. XVII.) Die Spindel besteht aus einer vollen runden Stange von 50 mm Durchmesser, welche beim Hinaufziehen in Aktion tritt und auf Zug beansprucht wird. Diese Spindel liegt in einem 105 mm weiten Rohr, welches beim Herablassen als Spindel fungiert und da auf Druck beansprucht erscheint. Um die Geschwindigkeit des durch den Grundablaß ausströmenden Wassers zu mäßigen, wurden in einer Entfernung vom Auslaufobjekt in das Abflußgerinne Dammbalken eingelegt, gegen welche das Wasser anprallt und ein kleines Staubecken bildet.

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fl-22 m

mr-

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Fig. 202.

Altenweiher (Mau erquer schnitt).

e) Der Lauchenweiher im Lauchtal oberhalb Lautenbach.

7,5 km oberhalb der Eisenbahnstation Lautenbach (Seehöhe 400 m) liegt in einer Seehöhe von 620 in das Forsthaus Niederlauchen am Fuße des Berges, 4,5 km von letzterem entfernt in einer Seehöhe von 940 m der Lauchenweiher selbst. Die Zufuhrkosten waren daher ebenfalls sehr groß. Während in der Talstrecke (8 °/₀ Steigung) 1 Pferd 12 Ztr. (6 Meter-Ztr.) ziehen konnte, mußten

auf der 4¹/₂ km langen Bergstrecke (11 °/₀) hierzu 2 Pferde benutzt werden. Die Talsperre liegt nahe der Wasserscheide und beträgt daher das Einzugsgebiet des Reservoirs bloß 5,57 km². Knapp unterhalb beginnen die Lauch-Wasserfälle, deren Vorhandensein sowohl eine leichte Entwässerung der tiefen Fundamentgrube, als auch die Anlage einer Turbine ermöglichten. Die von B. Schmidt in Zell im Wiesentale (Baden) hergestellte Turbine mit horizontaler Achse leistete bei 1,5 m Durchmesser, 61,5 m Fallhöhe und 40 bis 200 sl. Aufschlagwasser 16—120 Nutzpferdekräfte (50—75 °/₀ Nutzeffekt). Durch diese Turbine wurden mittels Drahtseilantrieb die zur Erzeugung des Sandes aus der sehr harten Grauwacke am Bauplatze situierten Steinbrechmaschinen und Sandmühlen, die Mörtelmühlen und Zirkularsägen getrieben. 1 m³ Sand kam hier auf 7—8 M. (inkl. Amortisation der maschinellen Anlage), während er bei Zufuhr aus den weitgelegenen Tälern 15 M. gekostet hätte. Vor der Projektsverfassung wurden auf der Baustelle 13 Probeschächte abgeteuft und auf Grund der gewonnenen Resultate die Fundamenttiefe mit 4—6 m projektiert. Beim späteren Aushub der ganzen Fundamentgrube zeigte sich jedoch, daß der früher gefundene Felsen kein gewachsener war, sondern daß sich unter demselben schlechtes, nicht fundierungsfähiges Material vorfand. Infolgedessen mußte mit dem Aushube auf 7—13 m Tiefe gegangen werden.¹)

Mit dem Aushub wurde Mitte Juli 1889, mit der maschinellen Einrichtung im August 1890, mit der Mauerung Mitte August 1891 begonnen, der gesamte, durch Ministerialrat Fecht projektierte, in Regie der Staatsverwaltung ausgeführte und von dem damaligen Wasserbauinspektor H. Bühl er geleitete Bau selbst im Jahre 1894 vollendet. Die in Zyklopenmauerwerk aus Grauwacke hergestellte Talsperre hat ein gleiches Profil wie der Altenweiher. Die Kronenbreite beträgt 4 m, die Basisbreite 19,9 m bei 30 m Höhe (der tiefste Punkt der mit Beton ausgefüllten Spalten liegt 32,5 m unter der Mauerkrone). Die Fugenpressungen betragen bei vollem Reservoir an der Außenkante im Fundament im Maximum 7,06 kg pro cm², auf der Wasserseite 0,26 kg (als Minimum 0,21 kg), wobei ein spezifisches Gewicht des Mauerwerkes von 2,3 m und der Wasserspiegel in gleicher Höhe mit der Mauerkrone angenommen wurde. Die Kubatur des Mauerwerkes beträgt 28000 m³. Bei einer nutzbaren Wassertiefe von 19 m faßt das Reservoir 800000 m³, wobei der Wasserspiegel eine Fläche von 11 ha bedeckt. Der 35000 m³ betragende Aushub stellte sich im Mittel pro m³ auf 3 M , der Felsaushub speziell auf 3,50 M. (sehr feste Grauwacke). Die Mauer ist 250 m lang und kostete 1 m³ fertiges Talsperrenmauerwerk samt Regie und maschineller Einrichtung 20,80 M. (24,4 K). Der Mörtelverbrauch betrug 30—33 °/₀ des Gesamtvolumens des Zyklopenmauerwerkes.

wozu

J) Ein ähnlicher Fall passierte beim Aushub des Jaispitzstauweihers und wird in diesem Falle auf die früher betonte Notwendigkeit hingewiesen, für diese Rechnungspost eine bedeutende Reserve für „Unvorhergesehenes“ einzusetzen oder die Aufschließung des Untergrundes in umfangreicher Weise zu veranlassen, jedoch beinahe immer die Bewilligung des Kredites seitens der Baubehörde fehlt, da bei den behördlichen Kostenvoranschlägen die Auswertung womöglich auf Heller berechnet erscheint und die Rechnungspost „Unvorhergesehenes“ als unzulässig bisher vermieden werden mußte.

Das Reservoir soll mal im Jahre gefüllt, daraus 1600 ha Wiesen bewässert und 30 Triebwerke mit dem fehlenden Wasser bei Niederwasserstand versorgt werden können. Um die Baugrube zu entwässern, wurde der Lauchbach mittels eines 23 m langen, 80/120 cm weiten, hölzernen Aquäduktes (für max. Hochwasser Q — 2 m³) über dieselbe geleitet; die lokalen kleineren Quellen wurden in der beim Altenweiher beschriebenen Weise bewältigt, während die Ableitung des eigentlichen Grundwassers durch einen tiefen Einschnitt erfolgte, durch welchen auch die Zu- und Abfuhr des Aushubmateriales mittels Schubkarren bewerkstelligt wurde.

Zur Gewinnung der Bausteine wurde in der Nähe der Baustelle auf der Südseite ein Steinbruch eröffnet, von welchem auf zwei Rollbahngeleisen sowohl die Bausteine wie der Abraum (Sandschroppen), der zur Sanderzeugung diente, mit Handrollwagen abgeführt wurden. (Die Nordseite der Gehänge zeigte, wie zumeist überall, so auch hier eine Zerklüftung des Gesteins durch Frost, Bergstürze etc., war also zur Steinbruchseröffnung nicht geeignet.) Das Baumaterial ist eine äußerst dichte und sehr harte Grauwacke. Die Grauwackenbänke streichen ca. gegen OW. und fallen gegen N. unter 60—70° ein. Die erste Hauptsprengung im Steinbruche wurde am 4. April 1890 durchgeführt und wurden hierdurch ca. 60000 m³ Stein gelockert. In 50 m Entfernung wurden zwei zusammen 150 m lange Stollen zickzackförmig vorgetrieben und je mit 4 Minenkammern versehen. Die Kosten dieser Sprengung beliefen sich auf:

15000 M.,

a)    Stollenherstellung, 150 m lang ä 100 M.........

b)    11000 kg Schwarzpulver mit 75—78 °/₀ Salpetergehalt, welches

9000 „

eigens angefertigt wurde (da das gewöhnliche Sprengpulver bloß 65 °/₀ Salpeter enthält), 100 kg zu 80 M., im ganzen samt etwas Dynamit .................

. 6000 „

c)    diverse Einrichtungen, Leitung für elektrische Zündung, Abräumen, Vermauern der Stollen etc.

Gesamtkosten 30000 M.

Die Lockerung stellte sich somit auf 2 M. pro m³. Im Durchschnitt stellte sich später die Steingewinnung pro m³ auf 3 M., inkl. der 300 m langen Zufuhr per 20 Pf. pro m³ vom Steinbruch zur Baustelle (ohne Geleisekosten). Später wurde Roburit¹) aus Witten in Westfalen zur Sprengung verwendet, welcher kräftiger als Schwarzpulver wirkte, ohne die Nachteile des Dynamits zu besitzen. Die letzteren bestanden zufolge Proben mit der Grauwacke darin, daß bei kräftigen Sprengungen und bei Dynamitverwendung sich in den Bausteinblöcken feine Haarrisse zeigten, welche event. zur Undichtheit des Mauerwerkes beigetragen hätten. Die Rollbahnen mit 60 cm Spurweite hatten von dem vom Bauplatze 300 m entfernt liegenden Steinbruche gegen den ersteren ein Gefälle von 2—3 °/₀ (für Handbetrieb) und ward per Rollwagen gewöhnlich 0,5—0,6 m³, im Maximum 1 m³ gewachsener Fels (nicht Raummeter) ä 2850 kg befördert. Die im Steinbruch gewonnenen Steine wurden nach Größe sortiert. Die größten Mauersteine hatten ein Ausmaß von 1—1,2 m³,

x) Das Roburit besteht aus Chlornitrobenzol und Ammonnitrat oder aus Chlornaphthalin, Dinitrobenzol und Ammonnitrat.

entsprechend der zulässigen Tragfähigkeit der Krane und Gerüste. Die kleineren Schroppen wurden durch 5 zackige Gabeln vom Grus getrennt und auf die Deponieplätze für die Schotter- und Sandbereitung geführt (siehe Fig. 203).

zuvor

Die größeren Abfallbruchsteine, welche zum Verzwickeln und zum Ausgleich beim Mauern Verwendung fanden, wurden am Bauplatze separat deponiert und von dort mit Handkarren zur Verwendungsstelle geführt, nachdem sie durch einen kräftigen, unter einem Drucke von 3—4 Atmosphären stehenden Wasserstrahl gut abgespült wurden. Die großen, eigentlichen Bausteine wurden zum Teil ebenfalls als Reserve deponiert, um im Falle ausbrechender Arbeiterstrike (Steinbrecher) im Fortschritt der Mauerung nicht aufgehalten zu werden, zum Teil wurden sie direkt in die Nähe der Arbeitsstelle geführt, dort, am Rollwagen liegend (bei a und b), mittels Wasserleitungshydranten gut abgespritzt, event. mit Stahldrahtbürsten gut gereinigt, sodann auf die Versetzgerüste geführt, mit 3 armigen Zangen gehoben und durch einen Laufkran über die Verwendungsstelle geführt und herabgesenkt. Um ein Drehen der Steine beim Herablassen mit dem Drahtseil zu vermeiden, sollen diese Steinzangen mit einem Drehkloben versehen sein. Diese 3 armigen Steinzangen, welche sehr verläßlich gearbeitet sein müssen, wurden von der Maschinenfabrik Josef Vögele in Mannheim bezogen und kostete eine 120 kg schwere Stahlzange 120 M.

Die Zubereitung des Felsfundamentes erfolgte in ähnlicher Weise wie beim Altenweiher. Der zur Ausfüllung der Felsspalten verwendete Beton bestand aus 1 Teil Portlandzement, ¹/₂ Teil hydraulischem Kalk, 3 Teilen Sand und 6 Teilen Schotter. Während der ersten Mauerungsperiode, in welcher noch keine oder gegen das Zufuhrgeleise tiefliegende Gerüste aufgestellt waren, wurden die mit Bausteinen beladenen Rollwagen auf einer schiefen Ebene (Bremsberg) mit Drahtseil und Trommelantrieb mit Bauwinde derart in die Fundamentgrube hinabgelassen, daß der abgehende volle Wagen den leeren Wagen hinaufzog. Die Regulierung der Bewegung erfolgte mittels einer kräftigen Bremse. Die hierzu nötigen, aus Tiegelgußstahl angefertigten, 22 mm starken, sehr geschmeidigen Drahtseile wurden von der Firma Stein & Comp, in Mülhausen (Elsaß) bezogen und kostete der laufende Meter 2,16 M. Als Aufzugsseile für die Laufkräne empfiehlt sich, Drahtseile mit Hanfseele zu verwenden.

Die Steinschroppen wurden durch Steinbrechmaschinen (2 in Fig. 203) durch Zerquetschen in Schotter verwandelt, derselbe durch ein Paternosterwerk gehoben und in die Sortiertrommeln eingeführt, welche mit verschieden großen Löchern versehen waren. Je nach Größe gelangten die sortierten Schotterstücke durch separate Holzgerinne zu den Sandmühlen (Sandwalzen) oder als Schotter zur Betonbereitung, während der aus den obersten Partieen der Sortiertrommel herausfallende feine Sand direkt zum Sanddepot geleitet wurde. Der bis 4 cm große Schotter gelangte, wenn er nicht zur Betonbereitung verwendet ward, in die Sandwalzen. Der größere Schotter wurde nach Einsetzen neuer Backen nochmals in die Steinquetschmaschine gebracht und dort mehr zerkleinert. Ein Walzwerk lieferte pro 12 Stunden 25—35 m³ Sand,

eine Steinbrechmaschine bis 50 m³ Schotter. (Diese Maschinen wurden von Brink & Hübner in Mannheim geliefert.)

Die Mauerung wurde streng als Zyklopenmauerwerk durchgeführt, ohne jede horizontale Ausgleichung (Schichtenmauerwerk wie in Remscheid). Der zur Mauerung verwendete Mörtel bestand aus 1 m³ Traßmehl von Plaidt bei Wiesbaden am Rhein, 1 m³ Kalkteig (Weißkalk), 2x/₂ m³ Sand (von 60 °/0 Raumfüllung, d. h. ein 1 m³ fassendes, mit Sand lose eingerütteltes Gefäß nimmt noch 400 1 Wasser, entsprechend den 40°/o Zwischenräumen auf) und 0,63 m⁸ Wasser (je nach Feuchtigkeit des Sandes variierend). Diese Mischung ergab 3,6 m³ Mörtel, hierbei entsprach 1 m³ Traß = 1000 kg und hatte 48 °/0 Raumfüllung, I m³ Kalkteig = 1440 kg, 1 m³ Sand = 2,84.0,6 = 1700 kg (bei 60 °/₀ Raumfüllung und 2,84 spezifischem Gewicht der Grauwacke). Die zwei montierten Mörtelmaschinen (Kollergänge, Broyeur) lieferten zusammen in 10 Stunden bis 50 m³ Mörtel, welche zusammen 12 Mann Bedienung inkl.

1 Vorarbeiter erforderten. Es stellte sich daher 1 m³ Mörtelbereitung und

40 M.

-Verführung auf

50 m³

1 M. Der zur Beigabe verwendete Weißkalk wurde in den hölzernen 9 Kalkgruben (P. 11, Fig. 203) eingesumpft und gelangte erst nach 14 tägiger Lagerung zur Verwendung. Der Traß wurde in den Steinquetschen in Stücke von 3—4 cm Größe gebrochen und in dieser Form mit dem Weißkalk und dem Sand gemengt in die Mörtelmaschine eingebracht und zwar wurde zuerst der abgewogene Weißkalk (100 kg), dann Wasser und Traß (70 1) in den Broyeur eingeschüttet und vermahlen, sodann nach und nach 75 1 Sand von 5—10 mm Korngröße beigemengt, die ganze Mischung 5—6 Minuten wieder gemahlen und in eine unmittelbar neben dem Broyeur, jedoch tiefer gelegene Mörtelgrube entleert. Jede Mahlung ergab 0,24 m³ Mörtel. Wurde der Traß als

= 80 Pf. (als Minimum), im Durchschnitt jedoch auf

Mehl eingebracht, dann bildete er Klumpen und vermengte sich nicht so leicht. Aus der Mörtelgrube wurde der Mörtel in x/₁₂—¹/₁₄ m³ fassenden, 40/60 cm breiten, 0,25 m tiefen Schubkarren, welche behufs leichterer Herausnahme mit Schaufeln keine Vorderwand hatten, verführt oder kam derselbe auf 2 eiserne Mörtelkippwagen, ä 5 m³ Inhalt, mittels Rollbahn zur Baustelle und wurde durch 4 Mörteltrichter (15) in die Baugrube hinabgeworfen. Der Sand wurde mit dreieckigen Schubkarren verführt. Die Mörtelbereitung wurde 1 Stunde vor Arbeitseinstellung unterbrochen, um allen Mörtel zu verbrauchen, andererseits mit der Mörtelherstellung 1 Stunde vor dem jeweiligen Arbeitsbeginn (Vor- und Nachmittag) begonnen. Der Beton für die Fundamente wurde durch 50 cm weite und 6 m hohe hölzerne Zylinder in die Baugrube hinabbefördert und durch kreuzweise in einer Schraubenlinie in den Zylinder eingesteckte Eisenstäbe eine innige Vermengung des Mörtels mit dem Schotter während des Herabfallens bewerkstelligt. Im Fundamente befand sich eine separate Rollbahnanlage zur Verführung der mittels des Bremsberges herabtransportierten Mauersteine. Zur Winterzeit wurde ebenfalls Schotter und Sand erzeugt. Das Gerüst für den Bau der Steinmauer wurde in 3 Etagen ausgeführt, jedoch nicht auf das sukzessive aufsteigende Mauerwerk aufgestellt. Hierzu wurde zumeist nur Rundholz (altes Tannenholz) verwendet, mit Ausnahme der Längsträger, auf welche das Geleise der Laufkräne montiert wurde.

Zum Verfugen der wasserseitigen Fassade wurde ein Mörtel von 1 Teil langsam bindendem Portlandzement und 2 Teilen gewöhnlichem Zyklopen-mauerwerksmörtel verwendet, die Talseite nur mit letzterem verfugt. Der Talsperrenmörtel wurde sehr steif (wenig naß) eingebracht und kam erst durch den Druck der großen Steine und durch Daraufschlagen zum Schwitzen; er wurde erst nach einer Woche an der Luft hart (d. h. abgebunden) und nach einem Jahr steinhart. Unter Wasser erfolgte natürlich die Erhärtung viel früher.

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des Arbeitsfeldes für den Bau des Lauchen-Weihers.

Stand vom 10. August 1892.

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Turbine

Fig. 203.

Der Arbeiterstand bestand bei vollem Belag aus ca. 200 Mann, unter diesen 42 Maurer, 66 Steinbrecher und Mineure, 8 Zimmerleute, 2 Schmiede, 1 Wagner, ferner 5 Aufseher, 5 Vorarbeiter und 1 Zimmerpolier. Die Bedienungsmannschaft für 8 Maurer betrug 4 Mann (2 für den Laufkran und Steinanhängen); 1 Maurer leistete täglich bis 3 m¹ 2 Mauerwerk, zu

1 Maurer 1 Vorarbeiter 1 Handwerker 1 Steinbrecher

Die bei diesem Bau installierten Maschinen bedurften nachstehender Betriebskräfte:

20 HP. 10—15    „

2 Broyeurs ä 10 HP.

(d = 1100

also zusammen jeweilig 50—60 HP.

Die durch eine Turbine erzeugte Kraft wurde mittels einer Drahtseiltransmission (v — 0,38 m pro Sekunde Geschwindigkeit) auf die Maschinen übertragen; wo dieselben über Arbeitsstellen gingen, wurden unter denselben Sicherheitsnetze aufgespannt. — Die Ableitung des Betriebswassers aus der Lauch geschah durch eine Einlaßschütze 6 (Fig. 203) mit Schutzgitter; von hier ging ein offenes Gerinne, in Holz ausgeführt, zum Einlaufschacht 5. Der Wasserzufluß konnte durch eine Überfallschütze 8 reguliert werden. Aus dem Einfallschachte 5 führte eine 500 mm weite Holzrohrleitung mit mäßigem Gefälle zur eisernen Teilkammer 4. Diese Leitung bestand aus 5 cm starken Dauben von je 6 m Länge, welche durch 13 Eisenreifen verbunden waren; die Dichtung dieser einzelnen 6 m langen Holzröhren erfolgte mit Hanfzöpfen und Talklappen, welche durch Holzkreuze mit Schrauben angepreßt wurden. Von 4—3 (dem Turbinenhaus) liegt die Leitung entsprechend der Terrainleitung mit großem Gefälle und mußte deshalb, um den Austritt der Luft rasch zu ermöglichen, eine eigene Entlüftungsleitung 4—7 mit einem über Tag ausmündenden Ventilationsrohr gelegt werden. Die Turbine konnte vom Steinbrecherhause aus durch Drahtseilzug abgestellt werden. Überfälle, Grundablaß mit Eisenschützen etc. sind ähnlich wie beim Altenweiher durchgeführt.

mm

15

8—12

und 600 Touren pro Minute),

In Fig. 203 ist die gesamte Arbeitsdisposition nach dem Stande der Bauarbeiten am 10. August 1892 (vollendetes Mauerwerk 9500 m³) als schematische Skizze veranschaulicht. Hierbei bedeutet:

1    Steinbruch,

2    Sandmühle und Steinbrecher,

3—4—5 Holzrohrleitung zur Turbine, 500 mm Durchmesser,

3    Turbinenhaus,

4    eiserne Teilkammer,

5—6 offener Kanal aus Holz,

5    Einlaufschacht, (

6    Einlaufschleuse, /

7    Luftventil mit Rohrleitung,

8    Überfallschütze,

9    Mörtelmühle mit 2 Kollergängen,

10    Depot für gemahlenen Traß,

11    Holzbottiche (9 Stück) für abgelöschten Fettkalk (Kalkgruben

aus Holz),

12    Schuppen für Weißstückkalk,

13    Traßsteinlager,

14    Zirkularsäge,

15    Mörtelschütttrichter (4 Stück) Q

16    Turm für Hauptscheibe der Drahtseiltransmission,

17    Schmiede und Wohnbaracke,

18    alte Kantine,

19    Wohnbaracke,

20    neue Kantine,

21    große Wohnbaracke für Beamte und Aufseher,

22    Wohnbaracke,

23    einfache Böcke für Drahtseiltransmission.

Es bedeutet ferner:

de ein Geleis im Terrain in gleicher Höhe mit dem damaligen (1892) Hauptgerüst-Laufkran,

fg ein tieferes, auf das Mauerwerk direkt aufgelegtes Geleis.

Das Mörtelgeleis 10—15 lag im gleichen Niveau wie de. Außerdem wurden noch tiefer liegende Geleise auf dem variablen Mauerwerksniveau selbst hergestellt, mit Drehscheiben für Zubringung von Mörtel und Stein-schroppen zum Verzwickeln. (Die Bremse bei den Rollwagen lag immer auf der Bergseite, daher die vollen und leeren Wagen in gleicher Richtung gezeichnet erscheinen.) Die Aufsicht bei diesem Regiebau war eine sehr umfangreiche und strenge, und muß bei allen derartigen verantwortungsvollen Bauten eine ausreichende sein; abgesehen davon wird bei zahlreichem Aufsichtspersonale beim Regiebau eine ökonomische Mörtelverwendung ermöglicht, bei Vergebung des Baues an Bauunternehmer hingegen wieder der genügende Mörtelverbrauch kontrolliert.

Die Gesamtkosten betrugen:

1.    Grunderwerb..........

2.    Nebenarbeiten..........

3.    Bau arbeiten...........

4.    Aufsicht und allgemeine Auslagen .    .

Summe 865000 M.

Bei 800000 m³ nutzbarem Fassungsraum stellt sich somit 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 1,08 M. (1,26 K).

Für die in die Praxis eintretenden, sowie in derselben bereits stehenden Ingenieure dürften noch nachstehende Einzelpreise von Interesse sein:

Kosten von 1 m³ Zyklopenmauerwerk.

An Arbeitslohn .    .    .

0,315 m³ Traßmörtel . Nebenkosten .    .    .    .

Zusammen

Ol

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Fundamentaushub pro m³.

Im Gerölle ......

Festes Gerölle (Moräne) .    .

Fels.........

2,00 M.

3,00

3,50—4,00 „

Sprengmittel loco Baustelle. Sprengpulver (62 °/₀ Salpetergehalt) pro Kilogramm.    .    .

»    G5 ,,    „

Roburit pro Kilogramm ....

Sekurit „    n ....

Gelatine-Dynamit pro Kilogramm 3 fache Dynamitkapsel, 1 Stück .

1 Ring Guttaperchazündschnur, 8 m lang 1 Ring weiße Zündschnur......

0,72 M

0,78

1,80

2,00

3,10

0,25

0,45—0,50 „

0,26

Rollbahnkosten, 60 cm Spurweite, pro lfd. m. Stahlschienen, 65 mm hoch, 7 kg pro lfd. m schwer, samt

Zubehör ..................

¹⁰/i2 Schweller, 60 cm weit gelegt.........

Verlegen und Unterkrampen...........

2,90 M.

0,40

0,40

Zusammen 3,70—4,00 M.

Im Tagelohn konnten die Rollwagen auf der 300 km langen Strecke vom Steinbruch zur Baustelle 18—20 mal, im Akkordwege 22—24 mal am Tage verkehren, wobei 0,5—0,6 m³ Steine verführt und 0,375 M. pro Wagen für Verführung gezahlt wurden. Durch die Einführung der Akkordarbeit des Verführens wurde auch die Tagelohnarbeit des Brechens beaufsichtigt bezw. rege erhalten.

Mörtelmühle.

1 Broyeur mit 2 Läufern ä 1500 kg kostete ab Trier

(Fabrik Lais & Co.)..............

inkl. Fracht, Montage und Transmission kam 1 Broyeur loco Bauplatz auf...............

2200 M.

3000

Sandmühle.

1 Steinbrechmaschine Nr. IV (Brink & Hübner,

Mannheim).................

1 Walzwerk Nr. VI (Brink & Hübner, Mannheim) .

1 Elevator

2 260 M.

3730

1540

820

1200

480

Zusammen

10030 M.

Turbinenstation.

1 Turbine (ab Fabrik) .    .

Bremsregulator für 50 Pferde Drahtseilscheiben etc. .    .    .

2000 M. 1600 2400

Zusammen

6 000    M.

Rollendes Material.

1 Schubkarren, dreieckig 1 Steintragbahre .    .    .

1 Stein karren ....

13—14 M.

9,50

17,50

1 Rollwagen aus Holz (samt eiserner Armatur und Bremse)

1 eiserner Plattformwagen............

1 Doppelseitenkipper mit Stahlmulde, 0,5 m³ Inhalt (für Erde und Mörtel............

120 M.

157

178

Werkzeuge.

1 Stahlhammer, 8 kg schwer, ä 0,90 M........=

1 Stahlfäustel, 6 kg schwer, ä 0,90 M.........=

1 Stahlhebeeisen, 1,80 m lang, 15 kg schwer, ä 0,60 M. . = 1 Stahlhebeeisen, 2,20 m lang, 21 kg schwer . .

(alle Werkzeuge ganz aus

M.

. = 12,60

Stahl gefertigt, nicht angestählt)

1 Ladestock (gezogenes Eisenrohr mit Kupferzwinge)

pro Stück .................

Steinkeile, 5—10 kg schwer, pro Kilogramm.....

Schaufeln (Stahl) ä 1,5 kg, ä 0,42 M., pro Stück .    .    .

Pickel aus Primastahl ä 3,25 kg (Gebrüder Pongard

Hohenlimburg).....'..........

Pickelstiele pro Stück.............

Schaufelstiele (Esche) pro Stück.........

Steinbohrstahl pro Kilogramm..........

1,50—2,60 „

0,70

0,63

2,60

0,50

0,70

0,65—0,80 „

Beleuchtungsmaterial. Pechfackeln, 1 kg schwer, pro Stück .    .    .

„    l¹/₃ kg schwer, pro Stück .    .    .

Pechkranz, 0,25 „    „

Ölgasstoff pro Kilogramm Petroleum „    „

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Schmiermaterial (A. Wingenroth, chem. Fabrik in Mannheim). Konsistentes Maschinenfett, gelb, pro Kilogramm .... 0,50—1,00 M.

0,30    „

0,36    „

Wagenfett pro Kilogramm .    .

Lederriemenfett pro Kilogramm

Zement.

Portlandzement (Dyckerhoff & Söhne, Biebrich) pro

Waggon loco Station Lautenbach.........

loco Baustelle.............

Derselbe wurde in einer Prüfungsstation am Bauplatze stets geprüft.

425 M.

665

Traß von Plaidt.

Preis pro Waggon (10000 kg) . Zufuhr..........

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loco Baustelle zusammen Die Zufuhr betrug auf der 7,5 km langen Talstraße .    .    .

(1 Pferd = 6 Meter-Ztr.) Auf der 4 km langen Bergstraße (2 Pferde = 6 Meter-Ztr.)

340

138

102

Holz.

1 ms Tannenholz im Walde (vom Staate überlassen) .    .

11

Vier Jahre nach Fertigstellung des Stauweihers wurde talseits an die Talsperre eine gestampfte Dammanschüttung, deren Oberfläche abgepflastert wurde, ausgeführt, um die durch die Temperaturschwankungen bedingten Bewegungen in der Mauer zu mäßigen.

Fig. 204 stellt den Querschnitt der Mauer mit der Erdanschüttung dar, und sind in den Figuren 205 und 206 die statischen Verhältnisse, also der Verlauf der Stützlinien bei vollem und leerem Staubecken, und die Fundamentpressungen der Sperrmauer sowohl ohne als mit Erdanschüttung dargestellt, nach welchen die maximale Inanspruchnahme an der Talseite bei vollem Becken wohl beiderseits gleich sind (7,0 kg pro cm²), hingegen als Pressung

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Fig. 204. Lauchensee-Stauweiher. Querschnitt der Staumauer und der talseitigen Erdanschüttung.

an der Wasserseite bei der Erdanschüttung eine größere (1,90 kg) resultiert, was insoweit als günstigeres Moment aufzufassen ist, als diese Pressung in Fig. 205 (ohne Erdanschüttung) sehr klein ist, also an jener Grenze liegt, wo bei der Verschiedenheit des spezifischen Gewichts des Mauerwerkes in den einzelnen Mauerpartien unter Umständen auch eine Zugspannung eintreten kann.

7. Talsperre im Geigenbachtale bei Bergen.

Dieser bei der Ortschaft Werderpoppengrün (Provinz Sachsen) liegende Stauweiher dient zur Wasserversorgung der Stadt Plauen im Voigtlande.

Der Bau der Gesamtanlage wurde im Herbst 1903 begonnen und im Sommer 1911 beendigt; jener der Talsperrenmauer selbst dauerte von Ende August 1904 bis Herbst 1910.

Die Reinigung des Talsperrenwassers erfolgt durch 2 Etagenfilter, Syst Jewell, ä 20 m- (Halvor Breda, A.-G. Berlin-Charlottenburg). Die aus Eisenbeton hergestellten 4 Filter (d — 5,0 m) und 10 cm Fleischstärke liefern pro Stück 120³ pro m², also zusammen 4800 m³ pro Tag. Die Kosten der Eisenbetonbehälter samt Armaturen betrugen 31600 M., der gesamten Filteranlage einschließlich der Sedimentationsbecken 130000 M.

cm

Der Inhalt des Staubeckens beträgt bis 2 m unter der Mauerkrone 3,53' Mill. m³ bei 30,12 ha Wasserfläche. Die Gesamtkosten der Talsperren-

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Fig. 205.

Fig. 206.

Lauchensee-Stauweiher.

Statische Verhältnisse der Talsperrenmauer ohne und mit Erdanschüttung an der Talseite.

einschließlich der Armaturen, Überfall samt Kaskadengerinne betragen

mauer

ohne Grunderwerb rund 3 Mill. M., also entfallen pro m³ Stauraum 0,85 M.

(95 h). Die größte Mauerhöhe ist h — 41,9 m, die Länge in der Krone l₀ = 275 m, die untere Breite an der Fundamentsohle = 34 m, die Kronenbreite b₀ — 4,8 m, die größte Wassertiefe tmax. = 35 m, die Mauerwerkskubatur K — 120000 m³.

von

akkordiert; bei der Ausführung wurde jedoch eine Mörtelmischung von 1 Teil Zement, 0,2 Teilen Fettkalk und 3 Teilen Sand verwendet und für die ersten

Der Preis pro m³ Mauerwerk war bei einer projektierten Mörtelmischung 1 Teil Zement, 1 Teil hydraulischem Kalk und 5 Teilen Sand mit 15 M.

42000 m³ Mauerwerk ein Einheitspreis von 17 M., für die folgenden infolge verlängerter Bauzeit, erhöhter Material-Preise und Löhne 19,25 M. zugestanden.

Der Mörtelverbrauch schwankte zwischen 37—38 °/₀, bei sehr kleinen Bausteinen bis 42 °/₀, im Durchschnitt daher ca. 40 °/₀.

1 Maurer leistet pro Tag durchschnittlich 3 m³, im Maximum bei 13-stündiger Arbeitszeit und unter besonders günstigen Verhältnissen bis zu 5 m³. Das Mauerwerk ist rustikal gehalten, auch die Deckplatten aus plattenförmigen Schiefern (sogenannter Fruchtschiefer) hergestellt.

Die Wasserseite der Sperre erhielt zuerst einen Goudron- und Asphaltanstrich und darauf einen im Mittel 0,85 m starken, schwalbenschwanzartig

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welchem 0,25 Handlangertagschichten für die Mörtelzufuhr erforderlich waren. Die Löhne waren folgende:

1 Aufseher bezog 200—250 M. (250—350 K) pro Monat (inkl. Bauzulage), Handlanger erhielt 2,80—3,10 M. pro Tag, im Mittel 2,90 M. (3,40 K),

4,20 „    (4,90    „),

4,50 „    (5,30    „),

4,20 „    (4,90    „),

3,30 „    (3,90    „).

_______

Fig. 207. Talsperre der Stadt Plauen im Geigenbachtale.

eingebundenen Betonschild (0,80—0,90 m starke Verblendung mit Dilatationsfugen) und wird nebstdem durch eine Erdanschüttung geschützt.

Von der Verwendung von Siderosthen wurde, nachdem es sich als schwefelsäurehaltig erwies, Umgang genommen und eine andere Mischung: „Zillich, Leipzig“ als Anstrich verwendet.

Die Steine wurden in der Nähe des Bauplatzes gebrochen.

Zur Regelung des Wasserbezuges (Entnahme und Entleerung) sind in 3 verschiedenen Höhen in doppelter Anordnung je 3 Schieberabschlüsse, ferner ein Grundablaß eingebaut.

Zur Sicherung bei Hochwasser ist seitlich ein 40 m langer Überfall (Anordnung wie beim Remscheider Stauweiher) situiert, welcher bei einer

maximalen Überfallhöhe von h = 1,0 m und bei ³/₃ a = 0,50 nach Abzug der Eisbrecherbreiten ein Q = 82 m³ abzuleiten imstande ist.

am Bache liegenden Wasserwerke separat er-aus welchem eine separate, im Untergründe des

Das Einzugsgebiet beträgt 18,155 km'²; davon entfallen 9,862 km² auf den eigentlichen Trinkwasserweiher und 8,283 km² auf den oberhalb liegenden kleinen Betriebswasserweiher, welcher zur Regelung des Wasserbezuges der unter dem großen Stauweiher richtet werden mußte und

un-

Trinkwasserbeckens sich hinziehende Leitung das nötige Betriebswasser gehindert in den kurrenten Bachlauf unterhalb der Talsperre eingeleitet wird.

Als mittlerer Abflußkoeffizient für die Niederschlagsmengen wurde 60—70°/₀ als Grundlage der Projektsberechnung angenommen. Das filtrierte Trinkwasser wird durch eine Rohrleitung von 450 mm Durchmesser der ca. 18 km entfernt liegenden Stadt Plauen zugeführt. Das obere Becken, welches die Abgabe der Betriebswässer für die unterhalb der Talsperre gelegenen Mühlen zu vermitteln hat, wurde durch einen 12 m hohen, gleichzeitig als Straße dienenden Erddamm mit Lettenkern gebildet, um welchen Stauweiher herum ein offener Derivationskanal angelegt ist, der in das Trinkwasserstaubecken einmündet und demselben den als Betriebswasser nicht benutzten Überschuß zuführt.

Außerdem wurde an diesem oberen Becken ein unterirdisch gelegter Hochwasserkanal für 8 m³, welcher unterhalb der großen Staumauer in den Bach einmündet, angelegt.

Endlich ist noch durch einen separaten, den Straßendamm durchsetzenden Überfall mit einer Kapazität von Q = 80 m³ für die unschädliche Abführung von abnormalem Hochwasser in den Trinkwasserstauweiher Sorge getragen worden.

Oberhalb des Betriebswasserbeckens ist endlich durch ein Sedimentier-bassin, durch einen Erddamm mit zentralem Lettenkern gebildet, für die Ablagerung der bei Hochwasser mitgeführten Geschiebe, Schotter- und Sandmengen vorgesoi'gt.

Das beim Betriebswasserbecken anstehende Gestein ist Urtonschiefer; das zur Dammanschüttung verwendete mindere Material wurde mittels Dampfwalzen komprimiert.

Fig. 207 zeigt eine Ansicht der Talsperre mit den Schiebertürmen.

II. Frankreich.

Von den vielen hervorragenden neueren Stauweihern Frankreichs sollen neben 2 gemauerten Talsperren insbesondere nur 4 Erddämme hier vorgeführt werden, welche zur Speisung des Zentrums- und Burgunder Schiffahrtskanales dienen.

i. Reservoir von Torcy Neuf.

Dieses im Jahre 1887 vollendete Reservoir (eines von den 12 Staubecken des Zentrumskanales) liegt oberhalb des Kohlenterrains von le Creuzot im Rotliegenden. Es besitzt eine Wasserspiegelfläche von 166 ha, eine größte Wassertiefe von 14,5 m und einen Fassungsraum von 8 767000 m³. Die Krone des 136,7 m langen und auf der tiefsten Stelle 16,3 m hohen Erdstaudammes

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Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

liegt 1,8 m über dem höchsten Wasserspiegel. Trotz der großen Wasserfläche wurde bisher ein Wellenschlag von höchstens 50 cm Höhe beobachtet. Die Kronenbreite beträgt 5,50 m, die Breite in der Talsohle 52,9 m, der Kubikinhalt des Dammes selbst 129000 m³. Der geradlinige, an den Enden (Wurzeln) in die Berglehnen gut eingebaute Damm besteht aus sandig-toniger Erde. Der dem Wasser zugekehrte Teil der Dammschüttung wurde in Schichten von 7,5 cm Stärke gewalzt und bei größerer Trockenheit mit Kalkmilch begossen oder bei feuchter Witterung mit Kalkpulver bestreut. Beim Anschluß an das Mauerwerk wurde mit der Hand gestampft, sonst nur gewalzt. Die Walzen hatten einen Durchmesser von 700 mm, wogen leer 700 kg, mit Sand gefüllt 1200 kg und wurden von Pferden gezogen. Mit einer solchen Walze konnten pro Tag 80 m³ Erde (gemessen im komprimierten Zustande) eingewalzt werden, während eine auch zur Verwendung gelangte Dampfwalze pro Tag 500 m³ leistete. 1 m³ Stampfung (Walzung) der Erde (Tonschlag) samt Kalkzusatz kostete in eigener Regie 23 Cent. = 22 h.

Der talseitige Teil des Dammes wurde aus derselben sandig-tonigen Erde hergestellt und zu gleicher Zeit wie der wasserseitige Teil in Horizontalschichten gewalzt, jedoch mit dem Unterschiede, daß hier 20 cm starke Lagen aufgeführt und gewalzt wurden, wobei eine Kompression auf 16 cm erzielt wurde und die Herstellungskosten sich dadurch niedriger gestalteten. Bei den Reservoiren in Montaubry und le Plessis wurde derselbe Herstellungsmodus eingehalten und kam 1 m³ gestampftes Erdreich (Tonschlag):

1.    bei 7,5—10 cm Schichtenstärke:

1,00 Fr. = 96 h, 0,40 „ =38 „

a)    Handstampfung .    .

b)    Walzen (2 Pferde) .

2.    bei 20 cm Schichtenstärke:

0,60 Fr. = 58 h,

0,28 „ =27 „

Im Durchschnitt stellte sich 1 m³ Tonschlag inkl. Planie, Befeuchtung etc. auf 0,80 Fr. = 77 h. Die Böschung auf der Wasserseite ist nach der auf Taf. XVI veranschaulichten Weise (System Chefingenieur Vallee) abgepflastert. Die landseitige Böschung (1: D/j geböscht) ist bis auf 5 m Höhe mit Akazien bepflanzt. Der Fuß der wasserseitigen Böschung stützt sich auf eine 1,5 m dicke, im Maximum 7 m hohe Herdmauer, welche 1 m tief in den rotliegenden Sandsteinfels eingelassen ist, vor welcher nebstdem zur Vermeidung jeder Durchsickerung am Felsfundament noch 3 zum Dammfuße parallele Lettenkerne hergestellt wurden.

a) Überfallwehr (Deversoir).

Dasselbe ist 12 m lang. Die Aufsätze, aus 4 übereinander gelegten, mit der Hand abnehmbaren Bohlen bestehend, sind 70 cm hoch und könnten bei Entfernung derselben bei einer angenommenen Überfallhöhe von h = 50 cm pro 24 Stunden Q = 660000 m³ abfließen (d. h. Q = 7,6 m³ pro Sekunde), was dem 4 fachen Abflußquantum eines außerordentlichen Gewitterregens entsprechen soll.¹)

a)    Handstampfung .    .

b)    Walzen (2 Pferde) .

*) Die obige Berechnung Fontaines entspricht einem Kontraktionskoeffizienten

fi = 0,41.

b) Wasserentnahmeobjekt zur Speisung des Zentrumkanales.

von

Die Entnahme erfolgt mittels eines Wasserturmes und eines gewölbten Grundablasses (Abflußkanal). Die obersten, an jeder Turmseite befindlichen, je 2,2 m breiten Öffnungen, welche mit niederen Wehraufsätzen (h = 0,40) versehen sind, dienen als eigentliches Überfallwehr und sind so dimensioniert, daß das separate, früher besprochene Überfallwehr (Deversoir) füglich hätte erspart werden können. Man war sich jedoch beim Baue resp. bei der Projektaufstellung noch nicht klar über die Wirkungen, welche das Herabstürzen größerer Wassermengen auf den Turm ausüben wird, und fürchtete eine starke Erschütterung des Turmmauerwerkes. Diese Besorgnisse haben sich jedoch nicht bestätigt. Der von außen viereckige Turm besitzt im Innern einen zylindrischen Schacht von d = 1,5 m Durchmesser und endet unten in einen Sumpf von 2 m Tiefe, welcher, stets mit Wasser gefüllt, die zerstörende Wirkung des anprallenden Wassers aufhebt. Auf der oberen Plattform von 3,5/3,5 m Ausmaß sind die Aufzugsmechanismen der Schützen angebracht. Die Speiseschleusen, deren es 3 gibt, sind stufenförmig in Vertikalabständen von je 4,8 m übereinander angebracht, durch eigene zylindrische Schützen verschließbar und besitzen auf 40 cm Höhe eine Breite von 80 cm. Der Verschluß geschieht mit konvexen, zylinderförmig gebogenen Drehschützen (System Ingenieur Eugen Resal), welche also nicht gehoben, sondern gedreht werden. Der Turm ist durch eine solide Eisenkonstruktion mit der Dammkrone verbunden und seine isolierte Lage entschieden zweckmäßiger als die ältere Bauweise, nach welcher diese Türme in das Dammmassiv hineingelegt wurden, wodurch die Dichtigkeit derselben sehr häufig ungünstig beeinflußt wurde. Nebst diesen 3 Speiseschleusen ist am Fuße des Turmes noch eine 4. Sicherheitsschütze, 1,80 m hoch und 1,1 m breit, angebracht, welche den ganzen Grundablaß absperrt. Chefingenieur Fontaine in Dijon äußert sich hierüber wie folgt: „Wie groß der Wert dieses sinnreichen Schützensystems auch sein mag, so würden wir dasselbe dennoch heute (1892) zweifellos nicht anwenden, und auch bei dem für den Burgunderkanal projektierten neuen Reservoir gedenken wir dasselbe nicht anzuwenden. An Stelle der 3 Speiseschleusenschützen des Turmes von Torcy Neuf hätte man unserer Ansicht nach mit Vorteil einen einzigen einfacheren und stärkeren Apparat verwenden können, nämlich die in den „Annales des ponts et chaussees, Aoüt 1886“ beschriebene einfache zylindrische, vertikale Schütze, wie dieselbe an allen Schleusen des Zentrumkanales funktioniert. Der Turm würde, anstatt von vier Seiten zugemauert zu sein, auf seiner ganzen Höhe einen 1 m breiten, einer Reihe kleiner, übereinander liegender, durchgewölbter Öffnungen unterbrochenen Abzugsschlitz erhalten, welche Öffnungen nach Bedarf durch Dammbalken verschlossen werden könnten, um das Innere des Turmes vom Reservoir abzuschließen. Die Hauptschütze wäre am Boden des Schachtes zu situieren und bedürfte nur eines Durchmessers von 75 cm, um dieselbe Wassermenge zu liefern, wie die bei vollem Reservoir gleichzeitig geöffneten beiden obersten Schützen von Torcy Neuf (Q = 4,41 m³ pro Sekunde), und würde die Schützenhubhöhe bloß 2 cm, das Gesamtgewicht der Schütze samt Aufzugsstange ca. 200 kg betragen. Man hätte sozusagen gar keine Reibung mehr zu überwinden.

Bei einer Aufzugswinde von 1/50 würde die an der Kurbel auszuübende Kraft höchstens 5 kg, der Preis des vollständigen, höchst solid konstruierten Apparates loco Baustelle 900 Fr. betragen. Statt einer größeren Vertikal-Zylinderschütze könnten deren zwei mit 60 cm Durchmesser angebracht werden, wodurch eine Reserve im Falle Nichtfunktionierens der einen Schütze geschaffen würde. Um den Wasserturm zu füllen und mit dem Reservoir in Kommunikation zu setzen, würden vor Öffnung der Grundschleusen immer einige Dammbalken zu entfernen sein. Eine Reparatur der Schütze ist durch Wiederaufsatz der Dammbalken und Entleerung des Turmes jederzeit leicht möglich.“

Beim Reservoir Torcy Neuf kam 1 m¹ aufgespeicherten Wassers auf rund 0,25 Pf. (25 h). Der Grundablaß ist, wie aus Taf. XVI zu ersehen, auf Gewölben fundiert.

2. Reservoir de Montaubry.

Dieses ebenfalls zur Speisung des Zentrumkanales dienende, im Jahre 1859—1861 erbaute Reservoir wird durch einen Erddamm gebildet, welcher auf Tafel XVI im Querschnitt abgebildet ist. Die größte Wassertiefe beträgt 15,20 m und ist die Krone des Dammes 2,58 m über dem höchten Wasserspiegel gelegen. Die Abpflasterung der wasserseitigen Böschung erfolgte nach der im Detail gezeichneten Weise. Das Dammmaterial bestand aus 2 Teilen sandiger Erde und 1 Teil Ton für den vorderen Teil, während der rückwärtige Teil aus gewöhnlichem Erdmaterial hergestellt und gestampft oder gewalzt wurde. Der Damm ist auf Kalksteinfels solid fundiert. Die Wasserseite war ursprünglich mit Asphalt coule (gegossener Asphalt mit kleinem Schotter) gedichtet; die Schichte bröckelte jedoch bei Temperaturdifferenzen ganz ab und wurde daher später obiges Pflaster in Beton gelegt. 1 m¹ 2 3 4 5 aufgespeicherten Wassers kam auf 0,125 Fr. (12 h) zu stehen, da der Damm ein nur kurzer ist. Der Fassungsraum des Reservoirs beträgt 5000000 m⁶, die Gesamtkosten stellten sich auf 730000 Fr.

bogenförmige Gurten (siehe Taf. XVI) eingezogen wurden, welche auf dem Lias-Mergel aufstehen.

Der eigentümlichen Ablaßvorrichtung wegen sei noch

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Fig. 208. Keservoir von Mittersheim.

5. das Reservoir von Mittersheim

erwähnt. Der im Jahre 1867 vollendete, 332 m lange, geradlinige Erddamm hat eine Kronenbreite von 6 m, eine Basisbreite von 31,8 m und ist 8,8 m hoch. Der Stauspiegel liegt 70 cm unter der Dammkrone; die Wasserspiegelfläche beträgt 262 ha, der nutzbare Fassungsraum 5800000 m³. Das Reservoir dient zur Speisung des Kanales „des Houilleres de la Sarre“. Statt des Überfallwehres ist hier, da die Abflußmengen nur gering sind, ein Heber (Siphon) in den Damm eingebaut, welcher 7 m³ pro Sekunde abzuführen imstande ist, wobei der höchste Wasserstand nur 50 mm über den gewöhnlichen ansteigt.

Aus Fig. 208 ist die Anordnung des aus einer 700 mm weiten Rohrleitung gebildeten Siphons zu ersehen.

Zur beliebigen Wasserentnahme oder zur vollständigen Entleerung des Reservoirs dient ein Grundablaß, welcher mit einer Schütze verschlossen ist. Näheres hierüber siehe Annales des ponts et chaussees 1869, I.

Zum Schlüsse der französischen Talsperren soll noch bezüglich der baulichen Durchführung des Wasserturmes das im Haut-Marne-Departement gelegene

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6. Reservoir de la Mouche

hervorgehoben werden, welches 8648000 m³ Inhalt und ein Einzugsgebiet von 6500 ha besitzt.

Fig. 209. Reservoir de la Mouche (Schleusenturm).

Die Reservoirmauer ist 30,87 m hoch und an der Wasserseite nahezu senkrecht (62 cm auf 31 m Höhe). Die Grundform des Profiles ist ein Dreieck mit 20,27 m Basisbreite; die Kronenbreite ist normal nur 3,50 m, wird jedoch durch an die Talseite angebaute viaduktähnliche, überwölbte Pfeiler (in 10,8 m Entfernung sogen. Halbviadukt) auf 7,60 m verbreitert. Von der Talseite sieht diese Talsperre einem vermauerten Viadukte von 410 m Länge vollkommen ähnlich. Das Profil ist nach der von Generalinspektor Bouvier aufgestellten und von Guillemain erweiterten Methode, nach welcher die neuen französischen Talsperren berechnet sind, konstruiert

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a Schnitt und Ansicht oberhalb der Sperre.

c Schnitt und Ansicht unterhalb der Sperre.

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b Längenschnitt.

Fig. 210. Überfallwehr des Reservoirs des Ban bei St. Chamond (Frankreich).

und der fehlende obere Querschnitt in ökonomischer Weise durch Ver Stärkung mit dem Halbviadukt ergänzt.

An die nahezu senkrechte Böschung auf der Wasserseite schließt sich nun der in Fig. 209 gezeichnete halbkreisförmige Schleusenturm an, welcher 4 Schützen, von denen die unterste zur Entleerung dient, enthält. Der Aufzugsmechanismus ist ein ähnlicher, wie der beim Altenweiher und Lauchen-weiher beschriebene. Bei dem Bau dieser Staumauer betrug der Mörtelverbrauch 42°/₀; die Kosten des Mauerwerkes betrugen 26,33 Fr. pro m³, die Gesamtkosten 5019287 Fr., so daß 1 m³ aufgespeicherten Wassers sich auf 0,58 Fr. (56 h) stellte. Da die lange Mauer geradlinig und nicht in Bogenform hergestellt wurde, zeigten sich, besonders im Winter 1890/91, bei starken Temperaturdifferenzen feine Sprünge, die jedoch sich später wieder schlossen

7. Reservoir des Ban oder des Rive.

Das auf dem Flusse Ban in den Jahren 1866—1870 erbaute gemauerte Reservoir dient zur Versorgung der Fabriken am Gierflusse und der Stadt St. Chamond mit Trink- und Nutzwasser. Die 165 m lange, im Grundriß konvex angelegte Mauer hat 4,9 m Kronenbreite und bei 45 m Höhe 38,7 m Basisbreite.

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Fig. 211. G-rundablaß des Reservoirs des Ban bei St. Chamond (Frankreich).

Als Grundablaß dient ein eigener, 60 m langer Stollen mit zwei 400 mm weiten Rohrleitungen, welcher in den Felsen vorgetrieben wurde, ohne also das Mauerwerk der Talsperre irgendwie zu tangieren. Auf der Wasserseite sind die Rohrleitungen resp. der Stollen auf 28,27 m Länge voll eingemauert. Dem Flusse werden für die Fabriken 30 sl., der Stadt Chamond pro Tag 12000 m³ zugeführt. Der Überfall (Deversoir) ist 30 m lang und ähnlich wie in Remscheid in die Lehne eingebaut. Fig. 211 zeigt den Grundablaß und

Fig. 210 das Überfallwehr in den einzelnen Schnitten. Die Mauer ist im Maximum mit 8 kg pro cm² belastet berechnet; die Inanspruchnahme soll jedoch nach neueren Berechnungen de facto 11 kg pro cm² betragen. Das Niederschlagsgebiet beträgt 1800 ha = 18 km² mit einer durchschnittlichen Jahresregenhöhe von 0,8 m; es stehen somit 14400000 m³ Regenmenge zur Verfügung. Die Erfahrungen sollen gezeigt haben, daß hiervon ca. 65 °/₀, also 9360000 m³ zum Abflüsse gelangen. Das Reservoir besitzt 1850000 m³

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Fig. 212. Talsperre von Bouzey (altes und neues Mauerprofll).

Inhalt; dasselbe wird jedoch nur 2 mal (im Herbste und Frühjahr) gefüllt. Die Wasserspiegelfläche beträgt 18 ha, die Herstellungskosten beliefen sich auf 950000 Fr., daher 1 m³ aufgespeichertes Wasser auf 0,50 Fr. (48 h) zu stehen kommt. Bei vollem Reservoir sollen durch die Mauer bis 10 sl. durchsickern. Das dem Granitgebiet entstammende Wasser ist sehr weich, also für Industrien etc. sehr gut.

8. Reservoir von Bouzey.

Das zur Speisung des Ostkanales in der Nähe von Epinal auf der Westseite der Vogesen gelegene Reservoir von Bouzey wurde in den Jahren 1879

bis 1882 mit einem Fassungsraume von 7 Mill. m³ bei 12,2 m Wassertiefe und einem Kostenaufwande von 3,35 Mill. Fr. (0,48 Fr. = 46 h pro m³ Wasser) erbaut. Die ursprünglich nach dem Profil AB CD (Fig. 212) erbaute, im Grundriß geradlinige Talsperre ist 520 m lang und 19,7 m hoch; bei 4 m Kronenbreite betrug die Basisbreite .6^4 = 11,35 m. Die Mauer ruht auf Schichten von weichem Buntsandstein, welcher von einer Tonschichte durchsetzt ist.

2,8 m unter der eigentlichen Basis der Talsperre wird der Buntsandstein vollkommen fest; bis zu dieser fundierungsfähigen Schichte wurde wasserseits bloß eine 2,8 m tiefe und 2 m breite Herdmauer K hergestellt, um eine Dichtheit gegen Durchsickern zu erzielen, anstatt die ganze Mauer bis auf diese

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Fig. 213. Kurven der Inanspruchnahme der Bouzey-Sperre.

Tiefe zu senken. Als im März 1884 das Reservoir angespannt wurde, zeigten sich bedeutende Deformationen und ein Abschieben der Mauer, sowie Risse in derselben, durch welche 30000 m³ pro 24 Stunden abgeflossen sein sollen (siehe die detaillierte Abhandlung vom Oberbaurat Weber von Ebenhof in der Monatsschrift für den öffentlichen Baudienst, 1895, Heft VI, Wien, Alfred Holder, und Wasserbauinspektor Bühler: Schillings Journal für Gas- und Wasserversorgung, 1895, sowie Dumas Etüde sur les Reservoirs, Paris 1896). Hierauf wurde in den Jahren 1888 und 1889 das Fundament der Mauer auf der Talseite in der aus der Fig. 212 ersichtlichen Weise verbreitert (A CD F G) und an der Wasserseite (bei A) ein neuer, oberflächlich konvexer, 2 m starker Mauerblock, sowie eine Lettenanstampfung als Dichtung hergestellt. (Dieser Mauerblock erscheint in der Zeichnung nicht eingetragen.) Betrachten wir das ursprüngliche Talsperrenprofil AB CD nur betreffs der Stabilität bezw. bezüglich der Kantenpressungen, so sehen wir, daß beim alten Profil von der Kante II abwärts (Fig. 212) die Drucklinie in das äußere Drittel der Mauer, also außerhalb der sogen, Kernfläche fällt, mithin auf allen inneren Kanten bedeutende Zugspannungen auftreten mußten. Durch die Rekonstruktion der Mauer wurde an dem oberirdischen Teile derselben nichts geändert, daher auch dort zwischen den Fugen I und IV (Fig. 213) bedeutende Zugspannungen auftraten; der dem Zuge ausgesetzte Teil des Mauerprofiles ist durch die schraffierte Fläche angedeutet; die eingezeichneten Kurven sind die konstruierten Linien gleichen Druckes. Insbesondere in der 5,50 m langen Fuge III (entsprechend Fuge IV in Fig. 212), 11 m unterm Wasserspiegel gelegen, fällt der Angriffspunkt a der Resultierenden (die Drucklinie) ca. 53 cm vom Kernpunkt entfernt in das äußere Mittel hinein; hierbei wurde das beim Projekte angenommene spezifische Gewicht mit 2,25 kg akzeptiert. Wird jedoch das von Bühl er berechnete spezifische Gewicht des trockenen Mauerwerkes mit 1,87 kg in Betracht gezogen, dann rückt dieser Punkt a₃ in der gefährlichsten (Bruch-) Fuge III 98 cm in das äußere Drittel, vom Kernpunkte aus gerechnet, hinein, und hat Bühler die Kantenpressung auf der Landseite mit

24,8 kg pro cm² berechnet. Hierbei wurde die Basis des Mauerprofiles als geradlinig in der Seehöhe 349,0 angenommen.

Dumas hat unter Zugrundelegung eines spezifischen Gewichtes von 2,2 kg das alte Profil A B C D untersucht und auch hier gefunden, daß in der 5,51 m langen gefährlichsten Fuge IV (Fig. 212) der Angriffspunkt a₃ um 45 cm über den Kernpunkt in das äußere Fugendrittel hineinreicht. Die maximalen Kantenpressungen hat derselbe mit 7,33 kg, in den unterhalb liegenden Fugen noch etwas größer und in B 8,17 kg pro cm² berechnet. Trotz dieser Zugspannungen und großen Kantenpressungen erhielt sich die neukonstruierte Mauer vom Jahre 1889—1895, bis plötzlich am 27. April 1895 um ö¹/« Uhr früh die furchtbare Katastrophe des Durchbruches der Mauer auf eine Länge von 200 m einti’at, der 7 Mill. m³ fassende Stauweiher sich in einer halben Stunde entleerte und diese kolossalen Wassermengen mit 10 m Geschwindigkeit auf eine Strecke von 20 km bis zur Einmündung in die Mosel 7 Ortschaften zerstörten, bei welcher Katastrophe auch über 100 Menschen ihren Tod fanden. Wie aus den früheren Betrachtungen hervorgeht, dürfte insbesondere die ungenügende Profilstärke des über Tag befindlichen Teiles der Talsperre, die ungenügende Fundierung, sowie schlechter Anschluß der in zwei längeren Zeitperioden errichteten Mauerwerksmassen, endlich die geradlinige Grundrißform der Mauer die Ursache des Zusammenbruches bilden. Das Mauerwerk selbst war als solches, wie aus den Resten konstatiert wurde, ein sehr gutes. In Fig. 212 erscheint punktiert auch das Querschnittsprofil der Jaispitzstaumauer zum Vergleich eingezeichnet.

III. England.

Als Type einer Talsperre, welche auf ihrer ganzen Kronenlänge als Überfallwehr zu funktionieren hat, mithin eine von den normalen Typen vollkommen abweichende Querprofilform besitzt, soll hier die zur Wasser-

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Fig. 214. Talsperre von Virnwey (Ansicht von der Talseite).

Versorgung der Stadt Liverpol in den Jahren 1881—1888 erbaute Talsperre von Virnwey in vorstehender Ansicht (Fig. 214) vorgeführt werden. Das zugehörige Querprofil zeigt Fig. 215 und wird auf das Seite 316 über diese Sperre bereits Erwähnte hingewiesen. Der am Virnweyfluß (Nebenfluß des Severn) oberhalb Shrewsbury (Nordwales) eingebaute Stauweiher besitzt ein 90 km² großes Einzugsgebiet und bei 25,6 m größter Wassertiefe einen Rauminhalt von 55000000 m³. Die Gesamtkosten betrugen 12260000 Fr., mithin kommt 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 0,25 Fr. (21 h). Die Wasserspiegelfläche beträgt 453 ha, die Kronenlänge der Mauer 355 m und die Gesamthöhe der Mauer 49,1 m; die Überfallkrone ist 39,3 m unter der Fundamentsohle gelegen. Die maximale Kantenpressung beträgt 9,82 kg pro cm². Die Tiefe des Wassers im Untersee, welcher gleichzeitig einen Gegendruck gegen die Talsperre ausübt und als Schutz gegen das herabstürzende Wasser dient, beträgt 13,7 m. Die Basisbreite beträgt 35,91 m, die 6,40 m breite Krone ist als Fahrweg hergestellt, die einzelnen 6,4 m breiten Überfallöffnungen

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Fig. 215. Virnweysperre (Querprofil).

überwölbt. Die Talsperre gewährt infolge der mächtigen und architektonisch reich bedachten Entwicklung einen imposanten Anblick. Die Entnahme des Wassers erfolgt aus einem in der Ansicht zu sehenden Wasserturme und wird mittels einer 124 km langen Leitung, in welcher auch eine Filter- und Reinwasserreservoiranlage eingeschaltet ist, der Stadt Liverpool in einem täglichen Quantum von 181720 m³ zugeführt, nebenbei an den Fluß täglich 45000 m³ abgegeben. Die Möglichkeit, über eine große abgebbare Wassermenge zu verfügen, liegt in der großen Regenhöhe, welche im Durchschnitt 2200 mm pro Jahr beträgt; es stehen also bei 90 km² Einzugsgebiet 198000000 m³ Regenmenge zur Verfügung, während 82500000 m³ abzugeben sind, d. h. die Abflußquote muß wenigstens 41 °/₀ betragen.

IV. Indien.

Die zumeist Bewässerungszwecken dienenden Reservoire Engliseh-Indiens sind am häufigsten in den Provinzen Madras und Bombay anzutreffen. In der Gegend von Madras insbesondere sind mehr als 50000 wohl zumeist nur kleine Reservoire schon durch die Hindus gebaut worden, welche zur Bewässerung von je 4—400 ha dienen; nur 5 Reservoire bewässern größere Gebiete. Zur Bewässerung von 1 ha rechnet man dortselbst pro Jahr 9000 m3 Wasser; mit Rücksicht auf die Verdunstungshöhe, welche pro Jahr bis 2000 mm betragen kann, muß daher für jedes Hektar ein Reservoirfassungsraum von ca. 15 000 m³ angenommen werden. Im allgemeinen nehmen die Engländer für Bombay an, daß */₄ der Regenmenge in das Reservoir gelangt. Generalleutnant Mul lins nimmt für die Provinz Madras unter Voraussetzung einer 5°/₀igen Verzinsung an, daß das Baukapital für die Herstellung der Stauweiher 0,026 Fr. = 2¹/« h pro m³ aufgespeicherten Wassers nicht übersteigen darf. Nach den Publikationen Leutnant Homes (1868) verzinsen sich den 6 großen Reservoirs Oberindiens 5 mit ungefähr 5 °/₀ des Anlagekapitals, wobei er hervorhebt

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daß allerdings die Baupreise damals sehr niedere

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und daß in der dortigen Gegend bereits durch eine Bewässerung mit 13500 m j pro Hektar jährlich 2 Ernten erzielt werden. Eines dieser Reservoire ist jenes von Kabra, welches bloß 0,01 Fr. = 1 h pro m³ aufgespeicherten Wassers kostete.

zwar:

Von den englischen Reservoiren sollen in nachfolgendem zwei der interessantesten beschrieben werden, und

i. Das Reservoir von Ashti im Distrikte Sholapur (Indien). (Fig 216.)

Dieser im Jahre 1876—82 erbaute Erddammstauweiher dient zur Bewässerung von derzeit ca. 6000 ha Terrain. Der Stauweiher faßt ca. 38 m3 Wasser, hat eine Spiegelfläche von 1100 ha (11 km'²) und ein Einzugsgebiet von 338 km². Die größte nutzbare Wassertiefe (Stauhöhe) beträgt 14 m, die mittlere Jahresregenhöhe 950 mm, die Zuflußmenge ins Reservoir beträgt A = 0,17 R. Hiervon gehen im Stauweiher selbst 6 Milk m³ durch Versickerung und Verdunstung verloren, so daß also 48 Mill. m³ zur Verfügung stehen. Der Erddamm

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Da zuerst durch Ausrodung aller Wurzeln, der Vegetationsdecke etc. ein gutes Fundament, das Dammfeld vorbereitet war, wurde in der Mitte unter der künftigen Dammkrone ein 3 m breiter Tonkern (Puddle) auf die ganze Dammlänge bis zur undurchlässigen Braunkohlen-Sandsteinschichte niedergebracht. Hierauf erfolgte die Anschüttung des Dammes derart, daß der mittlere Teil aus schwarzem, sorgfältig ausgewähltem, lehmigem Boden, der rechts und links anschließende Teil aus ausgesuchter bindiger, rotbrauner Erde in Schichten von 20 cm Höhe eingewalzt wurde. Der talseitige äußere Teil ist aus einer Mischung der lehmigen Erde mit Sand hergestellt und 1 : 2 geböscht. Die 3füßige geböschte Wasserseite ist durchweg gepflastert.

Fig. 216. Abschlußdamm Ashti.

An den beiden Wurzelenden des Dammes befinden sich die Ablaufkanäle, bestehend aus gemauerten, gewölbten, 1 m breiten, 1,4 m hohen, eiförmigen Durchlässen (mit der Spitze nach oben), welche durch den Damm gehen, talseitig durch eine Mauer geschlossen sind, aus welcher 3 gußeiserne, 30 cm weite, mit Schieber versehene Rohrleitungen den Abfluß regulieren. Der Hochwasserüberfall mit dem 240 m breiten Abflußgerinne ist in einem seitwärts gelegenen Flügeldamm situiert.

Die Baukosten dieses StauwTeihers betrugen 950000 Fr.; es stellt sich somit 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 0,025 Fr. = 2 h.

2. Das Reservoir an dem Muthaflusse (Indien).

Der im oberen Becken der Kistna gelegene Muthafluß entspringt 48 km oberhalb der Stadt Poonah; 16 km von dieser Stadt entfernt wurde im Jahre 1868 mit dem Baue der Talsperrenmauer begonnen. Die Talsperre, auf Felsen fundiert, ist 1560 m lang und mit einem 440 m langen Überfall versehen, dessen Schwelle 3,35 m unter der Mauerkrone liegt. Das Mauerprofil ist trapezförmig, mit 4,35 m Kronenbreite und 32,10 m Gesamthöhe (30 m über der Fußsohle). Die maximale Wassertiefe beträgt 26,50 m; da jedoch die Schwelle der Speiseschleusen (Ablässe) 8,70 m unter dem Reservoirwasserspiegel liegt, so ergibt sich hieraus, daß eine Wassertiefe von 17,8 m nicht ausnutzbar ist. Obwohl der Grund dieses auffallenden Mißverhältnisses in den Publikationen nicht angegeben erscheint, dürfte dieser Umstand, wahrscheinlich durch eine lokale Terraingestaltung bedingt, auf den nutzbaren Fassungsraum dieses Reservoirs trotzdem wesentlich einwirken, indem der wirkliche Gesamtfassungsraum des Reservoirs mit 146 Mill. m³, der nutzbare Inhalt desselben oberhalb der Schwellen der Ablaß-(Speise-) Schleusen nur mit 90 Mill. m³ angegeben wird. Die Wasserspiegeloberfläche des Stauweihers beträgt 1400 ha, das Einzugsgebiet 508 km² (50800 ha), die jährliche Regenhöhe bis 5000 mm. Rechnet man hiervon 1200 mm für Verdunstung der freien Wasserspiegeloberfläche, entsprechend 16,8 Mill. m3 Wasser auf 1400 ha, so restiert ein nutzbarer Fassungsraum von 73,2 Mill. m³. Da sich die Gesamtbaukosten des Reservoirs auf 6,2 Mill. Fr. beliefen, so

kommt 1 m³ nutzbarer Fassungsraum auf

6,2

73,2

durch die Sperre erzielten Fassungsraumes überhaupt sich auf

= 0,084 Fr., während 1 m³ des

6,2

146,0

0,042 Fr.

= 4 h stellt, welch letzterer Preis der zur Beurteilung der Baukosten wichtigere

ist, während die obige Ziffer von 0,084 Fr. für die Rentabilität des Unternehmers maßgebend wäre, wenn das Reservoir jährlich nur einmal gefüllt werden könnte. Wird jedoch die Regenhöhe von 5000 mm, die jährliche Verdunstungshöhe von 1200 mm für 1400 ha, das Einzugsgebiet von 508 km2 und die in Indien übliche Annahme, daß ¹/4c der Regenmengen in das Reservoir gelangt, ins Auge gefaßt, so ergibt sich, daß der nutzbare Inhalt des Reservoirs jährlich mindestens 5—6 mal erneuert werden kann, daher der Preis für 1 m3 Wasser sich ca. auf 0,015 Fr. = l¹^ h stellen würde. Die Abgabe des Wassers erfolgt durch 2 Kanäle, welche, auf beiden Ufern des Muthatales gelegen, 115 bezw. 22 km lang sind und 36000 ha eines Landes zu bewässern imstande sind, welches, auf der Hochebene von Dacan gelegen, in trockenen Jahren nur 500 mm Regenhöhe besitzt. Derzeit werden von dieser Fläche erst 27 000 ha bewässert, nebstdem die Stadt Poonah, bis zu welcher der Kanal am rechten Ufer schiffbar ist, sowie zahlreiche Dörfer mit Trink- und Nutzwasser versorgt.

V. Amerika.

Von den in Europa jetzt üblichen Dimensionierungen und Querschnittsformen völlig abweichend, sind die in neuerer Zeit in den Vereinigten Staaten Nordamerikas ausgeführten Staumauern als sehr interessant hervor-

zuheben.⁷) Insbesondere gilt dies von den Reservoiren, welche zur Bewässerung der regenarmen Wüstenregionen erbaut wurden. Unter diesen meliorationsbedürftigen Ländereien ragt insbesondere die 125000 km'² große M oh ave wüste im südlichen Kalifornien hervor. Dieselbe grenzt nördlich an den Staat Nevada und ist im Osten durch den tief eingeschnittenen Coloradofluß vom Staate Arizona getrennt. Dieser auf einem Hochplateau hinziehende Fluß ist durch seine ungeheuer tiefen Erosionen (Canon) bekannt; insbesondere ist es der 380 km lange Grand Canon (großes Rohr), welcher, bis 1000 m hohe, fast senkrechte Wände aufweisend, nordöstlich der Mohavewüste gelegen, sich von Eldorado an gegen Osten hinzieht, und in welchen wieder kleinere, jedoch ebenso sehr enge und tiefe Seiten-Canons einmünden. Die Mohavewüste, welche zum Teile tiefer als der Meeresspiegel liegt, wird von dem häufig trockenen Mohavefluß durchzogen, welcher, in der San Bernardino-Kette entspringend, sich in einen Salzsumpf (Mohave Lak) ergießt. Von den neueren Reservoiren, welche insbesondere für die Irrigation dieser Wüstenländereien bestimmt sind und teils in Mauerwerk, teils in Erde und Holz ausgeführt wurden, sollen im nachfolgenden einige der interessantesten Bauten hervorgehoben werden.

x. Reservoir von Sweetwater.

messer,

welcher ca. 15 m talaufwärts von der Sperre gelegen, im Reservoirbecken selbst situiert ist und welcher den maximalen Stauspiegel um 1 m überragt. Zwei andere Rohrleitungen von 350 und 450 mm Lichtweite, welche durch die Abschlußmauer hindurch bis zum Entnahmeturm führen, funktionieren unabhängig von der großen Leitung und dienen dazu, das Aufschlagwasser für Turbinen zu liefern. Der Fassungsraum des Reservoirs beträgt 22 Mill. m3 bei einer Wasserspiegelfläche von 295 ha. Die Verdunstung ist in den

Dieser Stauweiher ist bei einer Spiegellänge von 5x/₂ km und einer maximalen Breite von 1 km am Fuße des Berges San Miquel (750 m Seehöhe) im Tale des Sweetwater-Flusses gelegen. Das Einzugsgebiet, welches vollständig kahl ist und in Seehöhen von 60—1500 m liegt, beträgt 476 km². Die Sperre, welche hier den Canon Jomacha traversiert, wurde zuerst 18,3 m hoch über dem Fluß Wasserspiegel erbaut und nachträglich auf 27,45 m erhöht; sie besitzt einen trapezförmigen Querschnitt mit einer Kronenbreite von b ~ 3,65 in, einer Basisbreite B — 14,05 m und einer Höhe h = 27,45 m. Die Mauer ist an der Krone 103,6 m, am Fuße 50,5 m lang, im Grundriß gewölbeartig mit 67,66 m Radius und 91,40 m Sehnenlänge angeordnet und aus Granitmauerwerk in Zyklopenverband ausgeführt. Die Mauer hat einen Inhalt von 16000 m³ Mauerwerk mit einem mittleren spezifischen Gewichte von 2,6. Zum Schutze gegen den Wellenschlag ist auf der Wasserseite eine 1,05 m hohe und 0,6 m breite Parapuetmauer errichtet und auf der Landseite ein eisernes Geländer angebracht. Das Überfallwehr besteht aus 8 Öffnungen von 12,2 m Länge und 1,5 m Höhe, welche durch Schleusen abgesperrt sind. Die Entnahmeleitung besteht aus einem Hauptrohrstrang von 900 mm Durch-deren Einlauf sich in einem gemauerten Turm von 1,8 m Lichtweite,

Monaten Juni bis November von großem Einfluß und beträgt die jährliche Verdunstungshöhe 1220 mm. Der Bau des Reservoirs wurde im November 1886 begonnen und im März 1888 vollendet. Die Baukosten betrugen 1260000 Fr.; es stellt sich somit 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 0,05 Fr. = 5 h.

Der Gesamtinhalt des Staubeckens beträgt nunmehr nach der Rekonstruktion 25 Mill. nF, die Gesamtbaukosten 1267200 K, mithin 1 m3 Fassungsraum sich auf rund 5 h stellt.

Die Mauerkubatur beträgt 15680 m³ und die Kosten von 1 m³ Talsperrenmauerwerk 80 K.

Die jährlichen Zuflußmengen schwanken zwischen 88 Mill. in³ im Jahre 1895/96 (—43 °/₀ der Jahresregenhöhe von 428 mm) und Null in den regenlosen Jahren 1900/1901, im 13 jährigen Mittel 16¹/₂ Mill. in³.

NB. Am 17. und 18. Januar 1895 floß das Wasser durch 40 Stunden über die Mauerkrone in einer Maximalhöhe von 0,56 m (gleichzeitige Regenhöhe 150 mm), trotzdem alle Entlastungsvorrichtungen offen standen. Es gelangten hierbei Q — 500 m³ pro Sekunde zum Abfluß. Das Überfallwehr wurde seither wesentlich erweitert.

Das wegen seiner abnormalen Dimensionierung im Querprofil interessanteste Bauobjekt bildet

2. die Talsperre des Reservoirs de Bear Valley (San Bernardino).

Unmittelbar im Norden des Pic San Bernardino und des Berges Graybock in der Nähe des Santa Anaflußtales bricht das Bear Valley (Bärental) durch. Das letztere bildet hier in 1900 m Seehöhe ein weites Becken von 20 km Länge mit wechselnden Breiten von einigen hundert Metern bis zu 1,5 km, welches die Wässer des Bear Creek empfängt und einem Niederschlagsgebiet von 112 km² entspricht. Die aus Granit erbaute und auf dieselbe Gebirgsart fundierte 915 m lange Talsperre ist 19,50 m hoch und im Grundriß nach einem Bogen vom Radius r— 80 m als horizontales Gewölbe ausgeführt (Fig. 217).

Die talseitige Mauerfläche ist auf eine Höhe von 14,6 m vertikal, die wasserseitige Fläche etwas geböscht gehalten, und zwar derart, daß dieser obere Mauerteil eine Kronenbreite von 0,9 m und auf 14,6 m Tiefe eine Basisbreite von 2,45 m besitzt. Dieses beängstigend schwache Mauerprofil sitzt auf einem 4,9 m hohen, auf der Krone 4,45 m, an der Basis 6,75 m breiten, trapezförmigen Fundamentsockel auf. Die Talsperre ist ein Granitmauerwerk mit Portlandzementmörtel gemauert und die beiden Ansichtsflächen mit 9 cm bis 1,7 m langen und 6 cm dicken, bearbeiteten Granitblöcken verkleidet. Die Flügelbreite (Kämpferfuge), mit welcher sich dieses horizontale Gewölbe an die Granitfels Widerlager anlehnt, beträgt das Doppelte der normalen Talsperrenprofilbreite, jedenfalls, um die Inanspruchnahme der Tallehnen, herrührend vom Gewölbeschube, pro Quadrateinheit zu verringern. Die Maximalpressung soll 50 kg pro cm² betragen. Der Fassungsraum des Reservoirs soll bei einer Wasserspiegelfläche von 850 ha nach Ronna 50 Mill. m³, nach anderer Publikation 39 Mill m³, die Bausumme 400000 Fr. (?) betragen,

so daß 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 0,008 Fr. = 0,8 h bezw. 1 h zu stehen käme.

Jedenfalls müssen diese Zahlen mit einiger Vorsicht aufgenommen werden, da es wohl keine zweite Stelle mehr geben dürfte, an welcher mit einer nach der Profilzeichnung 19,5 m hohen, an der Krone ca. 60 m (nach der Textangabe 915 m) langen Mauer ein derartig kolossales Wasserquantum magaziniert werden könnte.

(Nach der photographischen Aufnahme ist die Länge von 60 m mehr gerechtfertigt.) Wenn auch die Talsperre nur als horizontales Gewölbe gerechnet und daher in diesen schwachen Dimensionen ausgeführt wurde, so muß doch diese Profilform bezüglich der Dauer dieses Bauwerkes zu den ernstesten Befürchtungen (siehe die Katastrophe Johnstown) Anlaß geben, selbst wenn die Ausführung eine noch so vorzügliche sein sollte.

Fig. 218 zeigt die Daraufsicht dieser Sperre nach einer von Dr. Fischer gemachten photographischen Naturaufnahme.

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Fig. 217. Talsperrenprofil des Reservoirs de Bear Valley.

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Fig. 218. Talsperre de Bear Valley (San Bernardino).

Nach den durch Dr. Fischer an Ort und Stelle gepflogenen Erhebungen beträgt die Kronenlänge genau 90 m. Ferner wurde demselben mitgeteilt, Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.    34

daß diese Sperre bereits wiederholt vom Wasser überströmt wurde (darunter einmal ca. 1 m hoch), ohne irgend Schaden genommen zu haben.

Der Stauinhalt beträgt de facto 48 Mill. m³, die gesamten Baukosten 360000 K, mithin 1 m⁸ 9 10 11 12 Fassungsraum auf 0,75 h zu stehen kommt.

Die Kubatur des Talsperrenmauerwerks beträgt 2530 m³ und stellten sich die Kosten von 1 m³ Talsperrenmauerwerk und aller Nebenarbeiten auf 142 K, ohne dieselben, also die reinen Mauerwerkskosten, 115 K, ein enormer, einzig dastehender Einheitspreis, der seine Begründung in den außerordentlich hohen Zufuhrkosten (110 km wegeloses Hochgebirge) zu dem gegen 2000 m hoch gelegenen Stauweiher hat.

3. Reservoir Cuyamaca (Kalifornien).

70 km nordöstlich der Stadt San Diego, in der Mitte der Berge von Cuyamaca in einer Seehöhe von 1500 m gelegen, sammelt dieser Stauweiher aus einem 35 km² großen Einzugsgebiet die Abflußmengen, welche jährlichen Niederschlagshöhen von 750—1000 mm entsprechen, und welches Gebiet an der Grenze der Wüste gelegen ist. Als Sperre dient ein aus tonigem Material hergestellter Damm von 219 m Länge, 12,7 m Höhe, welcher an der Krone

4,90 m, am Fuße 10,66 m breit ist. Dieser Damm ist auf einer Tonschichte fundiert und durch einen zentralen Tonkern, der bis unter die Fundamentsohle reicht, gedichtet.

Die Böschungen betragen auf der Bergseite 1: 2, auf der Talseite 1: lx/₂, welche letztere durch ein 20 cm starkes Pflaster versichert ist.

Das in Mauerwerk ausgeführte Überfallwehr besteht hier in einem Entlastungskanal (1,06.1,37.36,0 m) mit einem Gefälle von 1 m, welcher Kanal in das Talgehänge eingeschnitten ist. Sein oberes Ende schließt sich an einen gemauerten 2,4 m weiten Turm an, dessen Krone mit jener der Talsperre gleich hoch liegt. In dem Turme befinden sich 2 Schützenöffnungen, eine an der Sohle, die zweite um 4,7 m höher.

Bei einer Wassertiefe von 10 m magaziniert dieser Stauweiher 13 Mill. m³, wobei die Wasserspiegelfläche 400 ha beträgt.

Der Bau wurde 1887 beendet und kostete 5,4 Mill. Fr., also 1 m³ aufgespeicherten Wassers 0,41 Fr. = 40 h.

Der Bau wurde 1886 in Angriff genommen, die Mauer 3,65 m tief in das Flußbett fundiert, welches aus weichem zerbröckelnden Granit, der mit Gerolle überdeckt ist, bestand. Wie nicht anders zu erwarten, zeigte das Mauerwerk so starke Bewegungserscheinungen, daß die bergseitige Stirnfläche

■der Sperre bis zur Basis neu hergestellt und durch einen Strebepfeiler von 60 cm Breite und 5,5 m Tiefe verstärkt werden mußte.

Der Anzug auf der Talseite beträgt auf 6 m 1,45 m, auf der Bergseite 2,10 m auf 6 m. Im Grundriß ist die Mauer bogenförmig angelegt.

Die Kosten dieses Reservoirs beliefen sich auf 278000 Fr.

5. Reservoir von Helena Montana.

Als Ersatz für die teueren Talsperren aus Mauerwerk haben die Amerikaner versucht, solche Stauwerke teils in Eisenbeton, teils ganz aus Eisen herzustellen. Ein solcher eiserner Staudamm befindet sich in Missouri bei der Stadt Helena Montana (siehe frühere Fig. 178, S. 360). Der Damm besteht aus senkrechten eisernen Jochen in 3 m Abstand, die zu je 4 durch Quer- und Längsverstrebungen zu einem festen Bock vereinigt sind. Die Joche sind bei kleineren Höhen aus Walzträger, bei größeren aus Fachwerkskonstruktionen hergestellt.

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eiserne Spundwand 11 ”Vg

Um den normal auf die l¹/.₃füßige Böschung wirkenden Wasserdruck gut aufnehmen zu können, steht die Konstruktionsachse der Träger J_ zur Dammböschung.

Ihre oberen Enden tragen einen kräftigen Walzträger, der als Auflager für die die Wasserseite des Dammes abschließenden s/₈" Tonnenbleche dient.

Diese haben zahlreiche elastische Nähte, welche die Temperaturspannungen ausgleichen sollen. Alle Eisenteile sind sorgfältig gestrichen.

Die Dammkonstruktion hat eine Länge von 190 m und eine größte Höhe von 24,5 m. Zur Erhöhung des Staues ist auf die Dammkrone ein 6 m hoher, mit Schützen versehener eiserner Aufbau aufgesetzt, welcher gleichzeitig als Fußsteig dient.

Infolge schlechter Gründungsverhältnisse erfolgte 1 Jahr nach Inbetriebnahme des Werkes der Einsturz des Dammes, dessen Wiederherstellung aber sofort in Angriff genommen wurde.

6. Shoshone-Talsperre (Wyoming).

Die für die Wasserversorgung der Stadt Cody erbaute Klammsperre (Gewölbesperre), bis 1913 die höchste Sperre der Welt, welche aus

Zyklopenbeton hergestellt ist, hat eine Gesamthöhe von 99,5 m, von welcher

24,8 m auf Fundierungstiefe entfallen, eine Kronenbreite b₀ = 3,0 m, in der Talsohle eine Breite von bu = 33 m, auf der Wasserseite einen Anzug von 15°/₀, auf der Luftseite 25 °/₀, ist nach einem Radius von r = 45 m gekrümmt, besitzt eine Kronenlänge l₀ = 61, an der Talsohle 4 = 21 m und einen Fassungsraum von 563 Mill. m³.

7. Lithgow-Sperre.

Aus Sandsteinblöcken mit einem Schutzmantel aus Beton hergestellt, ist 26,65 m hoch, 67,36 m lang und nach einem r = 30,5 m gekrümmt.

8. Die Cootomundra-Sperre

ist aus Stampfbeton mit ca. 30 °/₀ eingebetteten Bruchsteinen gemauert. Der Beton besteht aus 1 Teil Zement, 2,5 Teilen Sand und 5 Teilen Gruß und Schiefertonschotter von 3—38 mm Korngröße. Die Mauer erhielt beiderseits einen doppelten Verputz mit reinem Zementmörtel.

9. Die Conchos-Talsperre

am Conchosflusse bei Santa Rosalia in Mexiko, welche für elektrische Krafterzeugung und für Bewässerungszwecke erbaut wurde, hat bei einer Höhe von h = 80 m eine Kronenbreite 4 = 2,75 m, eine untere Breite 4 = 60,9 m und faßt bei einer Wasserspiegelfläche von 150 km² eine Wassermenge von

/= 8540 Mill. in³.

Von amerikanischen Erddämmen sei noch hervorgehoben:

10. Little bear valley Damm.

Der 1904—1911 im kleinen Bärental in den San Bernhardinobergen in Kalifornien in einer Seehöhe von 1500 m erbaute 61 m hohe Erddamm hat eine Kronenlänge von 260 m. Das anstehende Gestein ist Schiefer, stellenweise Bänke aus Diorit und Syenit und war ursprünglich als Mauer projektiert.

Die Dammherstellung geschah mittels des Einschlämmverfahrens, d. h. die Einbringung eingeschlämmt, die Zufuhr jedoch trocken.

Der Fassungsraum des Staubeckens beträgt J — 73,5 Mill. m³, das orographische Einzugsgebiet selbst 21 km², in welches jedoch durch lange Stollen noch ein fremdes Einzugsgebiet von 186 km² einbezogen wurde, so daß das gesamte tributäre Niederschlagsgebiet F = 207 km² beträgt. Der Damm ist wasserseits 2x/₂fach geböscht mit 50 cm starkem Steinbelag, luftseitig 1: 2 geböscht mit Rauhwerkbekleidung versehen mangels guten Rasens. Die Krone b₀ — 6 m liegt 2 m über dem Höchstwasserspiegel. Der Betonkern, unten 6 in, oben 0,9 m stark, greift 6,2 m tief in den Felsgrund ein und reicht bis Hochwasserhöhe, ist also 67,5 m hoch. Die Dammkrone liegt somit 69,5 m über der Grabensohle des Kernes.

Im Interesse der Ermöglichung der künstlichen Bewässerung des ariden Westens von Nordamerika wurden auch in neuester Zeit sehr große Stauweiheranlagen projektiert und zum Teile auch bereits ausgeführt. Der Westen Nordamerikas ist in topographischer Hinsicht für Bewässerungen sehr geeignet. Große Ebenen durchziehen ihn, so daß keine besonderen Erdarbeiten durch-

geführt werden müssen. Früher wurde das Wasser zumeist nur den Flüssen entnommen, zum kleineren Teile auch Quellen herangezogen.

Die von den Flüssen geführten Wassermengen sind zu gewissen Zeiten ganz unzureichend, was mit der ungünstigen Verteilung der Niederschläge zusammenhängt. Während die Täler wenig Niederschlag empfangen, fällt letzterer im Gebirge in reichlichem Maße, und zwar meist in fester Form als Schnee. Diese Wassermassen werden hier aufgespeichert und gelangen im Frühjahr zur Zeit der Schneeschmelze (etwa im Mai) zum Abfluß, wobei oft große Verheerungen angerichtet werden. Sonst aber führen die Flüsse wenig Wasser, weshalb sich hier das System der Stauweiheranlagen ausgebildet hat, namentlich in Colorado. Was den Talabschluß anbetrifft, so wird dieser in 3 Arten durchgeführt. Bei großer Konstruktionshöhe und einem festen, nicht tief unter der Oberfläche liegenden Untergrund pflegt man Mauern aufzuführen. Erddämme mit Steinfüllung werden bei geringer Höhe ausgeführt und dort, wo breite Täler abzuschließen sind, wobei die Steinfüllung auf die stromabwärtsgekehrte Seite kommt. Wo Steinmaterial gar nicht oder nur sehr schwer zu erhalten ist, werden reine Erddämme gebaut. Die Erde wird dann gewöhnlich auf Schleppbahnen zugeführt und durch Befeuchten und nachfolgendes Walzen in eine feste Form gebracht, oder aber auf hydraulischem Wege eingeschwemmt.

Wichtig für die Bewässerung ist die Bodenart. Im Westen Nordamerikas trifft man meist leichte, sandige Böden, hier und da mit Lehm und Ton gemischt, welche sich nach erfolgter Bewässerung äußerst dankbar zeigen.

Praktisch erfolgt die Bewässerung nach zwei Hauptsystemen, nämlich durch Überstauung oder durch die Furchenbewässerung. Der Vorteil der Überstauung besteht besonders in der großen Arbeitsersparnis. Die Verteilung des Wassers ist aber ungleichmäßig, und da der Wasserverbrauch sehr groß ist, so kommt diese Bewässerungsart nur dort in Betracht, wo große Wassermengen zur Verfügung stehen. Die Überflutung wird in der Weise ausgeführt, daß das Wasser aus den Seitengräben durch Schleusen auf das Feld geleitet wird. Das Wasser wird in den Seitengräben bis zur Höhe der Schleusen gestaut mittels aufgeworfener kleiner Erddämme oder mittels sogen. Schürzen. Letztere bestehen aus einer wasserdichten Leinwand, die auf einer Seite an einem starken Pfahl befestigt ist, während das andere Ende auf der Grabensohle liegt und durch darauf geworfenes Erdmaterial festgehalten wird.

Bei der Furchenbewässerung wird das Wasser von den Seitengräben in den schon vorbereiteten Furchen entlang geführt. Die Furchen erhalten ein sehr kleines Gefälle, wodurch eine bedeutende Versickerung des Wassers ermöglicht wird. Die Tiefe und die Entfernung der Furchen richtet sich nach der Kultur und nach den örtlichen Verhältnissen.

System.

verwendet und besteht darin, daß man den Boden erst einebnet und ihn durch aufgeworfene niedrige Dämme in quadratische Felder teilt. Diese Felder werden dann 10—12 cm hoch überstaut und nachdem die Erde genug

Eine besondere Art der Bewässerung bildet das Scheck- oder Bassin-Dieses wird namentlich im nördlichen Mexiko beim Baumwollanbau

Feuchtigkeit erhalten hat, wird die Einfassung des nächsten Feldes durchschnitten und letzteres überstaut. Das Schecksystem erfordert einen fast ebenen Boden und eignet sich besonders dort, wo außerhalb der Vegetationsperiode Wasser zur Verfügung steht. So gibt man vor der Saat eine Bewässerung, die „Winterirrigation“, und sucht diese Wassermengen durch geeignete Bodenbearbeitung im Untergründe aufzuspeichern. Ein besonderer Nachteil dieser Bewässerungsart ist der große Wasserverlust durch die Verdunstung.

Am vorteilhaftesten ist wohl die Furchenbewässerung; denn nur bei dieser vermag das Wasser in größere Tiefen einzudringen, und da die Wurzeln der Pflanzen der Feuchtigkeit nachgehen, so wird die Kulturbodentiefe auch voll ausgenutzt.

Die Überstauung wird angewendet bei Getreidearten, wobei der Weizen die Hauptrolle spielt. Die erste Bewässerung erfolgt Ende Mai, wenn er ca. 16 cm hoch ist. Wäre keine Pflanzendecke vorhanden, so könnte durch die leicht eintretende Verkrustung die Luftzirkulation gehemmt werden. Die zweite Bewässerung erfolgt einen Monat später mit einer geringeren Wassermenge. Wird noch eine dritte Bewässerung gegeben, so ist diese sehr schwach zu halten. Ferner wird noch Luzerne, die auf leichten Böden als Futterpflanze in Betracht kommt, durch die Überstauung bewässert.

Die Furchenbewässerung erfolgt bei Kartoffeln, wobei die Furchen ein Gefälle von l¹/^—2°/oo erhalten. Ebenso werden Zucker- und Futterrüben, Tabak, Hanf und Hopfen, sowie die Gemüsepflanzen auf letzterwähnte Art bewässert.

Dagegen wird das Schecksystem bei der Baumwolle verwendet. Anschließend sei umstehend eine Übersicht aller jener Stauanlagen, welche Bewässerungszwecken dienen, gegeben.

Um das insbesondere zur Bewässerung notwendige Wasser zu sammeln, wurden, wie früher hervorgehoben, sehr große Staubecken durch Talsperren künstlich geschaffen; so beispielsweise im Staate Wyoming (U. S. A.) die Pathfinder Talsperre am North-Plate-Fluß mit 1357 Mill. m³ Fassungsraum und die Shoshone-Talsperre mit 562 Mill. m³ Staubeckeninhalt und einer Wasserspiegelfläche von 26 km².

Die Pathfinder Sperre ist 65 m hoch, in der Krone 152 m lang und beträgt die Kubatur der Mauer 46000 m³. Die Kosten betragen 6 Mill. K. Die größte derartige Stauanlage im Salt River-Tal (Arizona) ist die Roose-velt-Talsperre, dessen Becken 1583 Mill. m³ faßt und bei vollem Becken eine Wasserfläche von 78 km² bei einer Länge von 40 km bedeckt.

Die Talsperrenmauer ist 86,5 m hoch, an der Basis 52 m breit und in der Krone gemessen 213 m lang. Aus diesem Reservoir führt ein durch das Gebirge vorgetriebener Stollen zu einem zweiten Staubecken, von welchem aus sodann mittels kleiner Kanäle die Verteilung des Wassers über das ebene Land erfolgt, wobei ein Areal von 80000 ha bewässert werden kann.

Überdies wird das vorhandene große Gefälle vom oberen Reservoir zum Betriebe einer hydroelektrischen Anlage ausgenutzt, der hochgespannte Strom auf große Entfernungen geleitet und damit zahlreiche Tiefbrunnen-Anlagen betrieben, durch welche weitere 20000 ha, welche infolge ihrer Höhenlage aus der großen Talsperre nicht unmittelbar versorgt werden können, der Bewässerung zugeführt werden.

Übersicht über die bedeutendsten, zum Zwecke der künstlichen Bewässerung von der Bundesregierung

durchgeführten Stauanlagen.

Sonstige Angaben:

Kosten

der

Dammanlage in Millionen Mark

Größe

des

bewässerten

Landes

ha

Inhalt

des

Staubeckens in Millionen Kubikmeter

Material der Staudämme

Bezeichnung

der

Bewässerungsanlage

Der Staudamm ist 86,6 m hoch, bei ihm befindet sich eine Kraftanlage von 7000 PS. Der Damm ist 5,8 m hoch, vollendet 1909.

13,440

6,930

76 000

36 000

1583,172

30,825

Zyklopenmauerwerk aus Sandstein

Der Damm ist 16 m hoch und es ist eine Krafterzeugung von 15000 bis 30000 PS. geplant, vollendet 1906.

Die zwei Dämme sind 21,4 bezw. 12,2 m hoch.

Die Höhe der Erddämme beträgt 2,25 bis 7,50 m.

Der Damm ist 12,25 m hoch.

2,117

0,650

0,546

Der Damm ist 35 m hoch.

3,780

Der Damm ist 18,5 m hoch.

0,672

53 600

48 000

4 000

18 000

40 000

4 000

81,378

49,320

567,000

256,464

18,495

Stein und Beton, mit einer bis unter das Flußbett reichenden Holzspundwand Erddamm mit Steinfüllung aus Betonkern

Erddämme

6 Erddämme mit 30 cm starker Steinverkleidung auf der Wasserseite Erddamm mit Steinfüllung Erddamm, oben Beton

Dammhöhe 65,5 m, 1910 vollendet.

Das Abschlußwerk ist 117 m hoch.

Der 30 m hohe Damm wurde 1908 vollendet.

Dieser Damm wurde am Ausflusse eines natürlichen Sees, des „Lake Tahoe“ errichtet und dessen Spiegel um ca. 2—3 m angestaut.

4,242

4,200

1,665

000 99

000 09

8 000

80 000

1263,825

562,248

61,650

246,000

Der Damm ist auf hydraulischem Wege aus Lehm und Kies aufgeführt Zyklopenmauerwerk mit Granitverkleidung t Beton

Erddamm mit Steinfüllung Beton

I. „Salt River Projekt“ in Arizona (Roosevelt-Tal-sperre)

II. „Juma-Projekt“ in Arizona

III. „Minidoka-Projekt“ in Idaho

IV. „Payette-Boise-Projekt“ in Idaho

V. „Hondo - Projekt“ in Neu-Mexiko

VI.    „Klamath - Projekt“ in Oregon

VII.    „Belle Fourche-Pro-ekt“ in Süd-Dakota

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VIII. „Okanogan-Projekt“ in Washington

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IX. „North-Platte-Projekt“ in Wyoming

X. „Shoshone-Projekt“ in Wyoming

XI. „Umatilla-Projekt“ Oregon

XII. „Cruckee-Carson-Pro-jekt“ in Nevada

Die Kosten der ganzen in einer Gegend gelegenen Anlage, welche erst durch Kunststraßen dem Verkehr erschlossen werden mußte, betrugen über 50 Mill. K.

Die untenstehende Abbildung zeigt die Verteilung bezw. Situierung der in den westlichen Vereinigten Staaten Nordamerikas hauptsächlich für Be-

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L.FriedßricKsen. 4 Co. Hamburg.

Die hauptsächlichsten Bewässerungsprojekte in den westlichen Vereinigten Staaten auf Grund einer vom U. S. Reclamation Service im August 1908 publizierten Karte.

wässerungszwecke errichteten Stauweiher, welche Karte vom U. S. Reclamation - Service im August 1908 publiziert wurde.

(Siehe Abhandlungen des Hamburgischen Kolonialinstituts Bd. IV, 1911. Plehn, Die Wasserverwendung im ariden Westen von Nordamerika.)

¹

Reservoir du Plessis.

In den Jahren 1868—1870 erbaut, dient dieses Reservoir gleichfalls als Speisebehälter für den Zentrumkanal. Ein bestehender alter Damm wurde erhöht und in ähnlicher Weise wie zu Montaubry ausgeführt. Taf. XVI zeigt den Querschnitt des Abschlußdammes. Die größte Wassertiefe ist 7,75 m und liegt die Dammkrone 1,70 m über dem höchsten Wasserspiegel. Der Fassungsraum des Stauweihers beträgt 1320000 m⁶, die Gesamtkosten waren 156000 Fr., so daß sich die Kosten pro 1 m¹ aufgespeicherten Wassers auf 0,27 Fr. (26 h) belaufen.

²

Reservoir du Cercey.

³

Dieses zur Speisung des Burgunderkanales dienende Reservoir wurde

⁴

in den Jahren 1830—1838 ausgeführt und 1873 rekonstruiert. Der Damm

⁵

wurde nämlich aus zu lettigem (tonreichem) Material hergestellt und zeigte

⁶

Risse und Rutschungen, aus welchem Grunde später alle 12 m mächtige

⁷

Ronna, Les irrigations de la region aride aux Etats-Unis. Paris 1896.

⁸

Reservoir San Diego (Kalifornien).

⁹

Zur Ergänzung des früheren Sammelweihers dienend, wurde 50 km

¹⁰

oberhalb der Mündung des Flusses San Diego in einer Seehöhe von 245 m

¹¹

das tief eingeschnittene, oft von überhängenden Felsen gebildete Flußtal (Canon) durch eine 10 m hohe und 137 m lange, am Fuße 4,9 m, an der Krone 1,9 m dicke Mauer abgesperrt.

¹²

Der Stauweiher dient zu Bewässerungszwecken von 4000 acres = 1600 ha wertlosen Landes, teilweise zur Versorgung der National City bei der Stadt San Diego.

VI. Österreich.

Der Bau der Stauweiher und die Bodenmeliorationen im Jaispitzbachtale

in Mähren.

Die Projektierung eines größeren Unternehmens zur Hebung der Bodenertragsfähigkeit im Jaispitzbachtale, dessen Erläuterung dieser Bericht zum

wie durch allmählich sich steigernden Rückgang in der Bodenertragsfähigkeit, von Jahr zu Jahr dringender wurden und den Gegenstand vieler kommissioneller Erhebungen und Verhandlungen bildeten, die seit dem Jahre 1801 in kurzen Zeitintervallen bis Ende 1886 stetig wiederkehrten. Es wurde eine Reihe von Verordnungen erlassen, deren Zweck es war, durch lokale Schutzmaßregeln die drohenden Gefahren von demjenigen Teile des Tales abzuhalten, der gerade den Gegenstand der bezüglichen kommissionellen Verhandlung bildete. Was lokal wenigstens in normalen Verhältnissen Abhilfe schaffte, brachte wieder andere Liegenschaften in um so größere Gefahr, deren Besitzer sich sofort wieder um Abhilfe an die Behörden wandten, und wurde so jeder scheinbare Schritt zum Besseren die Ursache zu neuen Beschwerden.

Gegenstände hat, bildete den Anfang zur Realisierung von Wünschen und Hoffnungen der Grundbesitzer von 15 Katastralgemeinden, Wünsche, welche zu Anfang des vorigen Jahrhunderts auftauchten und seit dieser Zeit, immerwährend frisch angeregt durch oft wiederkehrende Verheerungen durch Hochwasser

Aus diesem Dilemma konnte man sich nur durch ein einheitliches Vor

einem einfachen Bachregulierungsprojekte,

warum aus

gehen sämtlicher Interessenten befreien, und wurde auf Anregung des fürstlich Lobkowitzschen Gutsverwalters, Leopold Burger in Bonitz, der erste Schritt hierzu im Laufe des Jahres 1887 damit eingeleitet, daß, begründet durch eine von demselben verfaßte geschichtliche Zusammensetzung und Darstellung der Wasserverhältnisse im Jaispitztale, sowie der bisherigen Regulierungsversuche seitens sämtlicher Interessenten ein Ansuchen an den mährischen Landesausschuß gestellt wurde, die Verfassung eines Projektes zur Melioration des Jaispitztales zu veranlassen. Dieser Bitte wurde seitens des Landesausschusses stattgegeben und der Verfasser dieses Handbuches als damaliger Vorstand des Landes-Meliorationsamtes mit der Projekts-verfassuug betraut. Das Projekt wurde dem mährischen Landtage vorgelegt, und erhielt der bezügliche Gesetzentwurf die allerhöchste Sanktion. Bevor mit der Erläuterung des Projektes begonnen wird, sei vorher des Grundes Erwähnung getan

welches den früheren Intentionen der Grundbesitzer eigentlich entsprochen hätte, ein Bodenmeliorationsprojekt im engeren Sinne des Wortes wurde.

von

aus

Wie in jedem ähnlichen, so auch im vorliegenden Falle muß bei gründlicher Lösung einer Wasserfrage danach getrachtet werden, den in früherer Zeit stets eingenommenen einseitig defensiven Standpunkt zu verlassen, welchem aus betrachtet es sich also nur um die Verteidigung gegen verheerende Hochwassermengen handelt, und muß man bestrebt sein, bei der Entwickelung der Projektsidee offensiv vorzugehen. Es soll nicht bezweckt werden, den ankommenden Hochwasserfluten in ihrer unverkürzten Größe die Wege zu ebnen, damit sie, ohne zu schaden, nur so rasch als möglich dem Lande geschafft werden, wodurch auch die Nieder- und Mittelwässer, dem Beispiele ihrer mächtigeren Genossen folgend, sich bemühen, nach Kräften baldigst ihre heimatliche Stätte zu verlassen, soweit sie nicht durch das Veto der Mühlenbesitzer durch kurze Zeit zurückgehalten werden.

Die rationelle Lösung einer derartigen Frage besteht darin, nicht nur allein die schädlichen Wirkungen großer Wassermengen hintanzuhalten, sondern auch die nützlichen Seiten dieses Elementes auszunutzen, soweit dies durch die orographischen und hydrologischen Lokalverhältnisse möglich erscheint. Dies ist jedoch nur dann durchführbar, wenn ein Ausgleich zwischen den herabfallenden Meteorwässern und den hierdurch bewirkten Abflußmengen erzielt wird, so zwar, daß bei großen Hochwässern die maximale Flutwelle, auf eine längere Zeitperiode verteilt, in das Hauptwassergerinne gelangt, und daß das während des Überflusses vorhandene Wasser teilweise gesammelt wird, um es zur Zeit der Not, also mangelnder Niederschläge, nutzbringend zu verwenden für ßewässerungs- und industrielle Zwecke etc. Dieser Ausgleich ist jedoch wirksam nur erreichbar durch Erbauung von genügend großen Gebirgsreservoiren (Stauweiher), soweit die Terrainverhält-nisse überhaupt die Anlage derartiger künstlicher Seen und Teiche gestatten. In dieser Weise durchgeführt ist ein solches Unternehmen auch finanziell leichter durchführbar, weil verzinslich und amortisierbar. Diese Art der Durchführung ist auch dem vorliegenden Projekte zugrunde gelegt.

Projekterläuterung.

Infolge des bedeutenden Niederschlagsgebietes des Jaispitzbaches pro 770 km² bei einer Länge des Hauptgerinnes von 75 km (10 Meilen), gelangen insbesondere bei anhaltenden Landregen in die untere, ca. 35 km lange Hauptbachstrecke (von Durchlaß bis zur Einmündung in die Thaya unterhalb von Fröllersdorf) bedeutende Wasserquantitäten, deren Abfluß im

18. Jahrhundert durch 16 große Teiche geregelt wurde. (Aus einer sehr alten Karte konstatierte der Projektverfasser das Vorhandensein von ursprünglich 86 Teichen im Niederschlagsgebiet des Jaispitzbaches.) Diese als Retensions-reservoire funktionierenden Teiche wurden jedoch im Laufe der Jahre 1784 bis 1823 durch die betreffenden Patrimonialherrschaften allmählich trockengelegt. Das früher bloß als Abzugsgraben benutzte Bachbett genügte nach Auflassung der Teiche für die herabkommenden großen Wassermengen nun nicht mehr. Durch diesen Umstand wie durch fehlerhaft angelegte Wasserbauten (Stauanlagen und Brücken), durch auftretende Eisstauungen, geringes Sohlengefälle u. dergl. bedingt, exundierte einerseits das Hochwasser bereits im Mittelläufe, andererseits wird es infolge der gegen den Unterlauf zu noch ungünstiger werdenden Abfluß Verhältnisse rückgestaut, durch Anschwemmungen die Bachsohle erhöht, so daß jetzt ein Teil der Niederungsflächen zu feucht, ja häufig versumpft ist, welcher Grad der Versumpfung sich naturgemäß immer mehr und mehr steigert. (Während die Kapazität des derzeitigen Flußgerinnes im Mittelläufe bis 60,0 m³ beträgt, verringert sich dieselbe in der untersten Strecke im Thayatale bis 2,0 m³.) Gegen die häufig wiederkehrenden Überschwemmungen suchte man sich durch Errichtung von Schutzdämmen zu sichern, so wie man andererseits im Unterlaufe auch einige Strecken bereits insoweit regulierte, als dem Bache ein mehr gerader Lauf gegeben und ein größeres, regelmäßigeres Bett geschaffen wurde.

Doch auch diese Arbeiten erwiesen sich als unzureichend und sind zumeist alljährlich bis 5000 Joch (2800 ha) der besten Grundstücke den Überschwemmungen, oft die ganze Ernte der Vernichtung preisgegeben, was auch

durch bedeutende Steuernachlässe (laut amtlichen Nachweisen seit 1873—1887 mit zusammen 25800 K) zum Teile dokumentiert wird. Es handelt sich im vorliegenden Falle nur lichung einer entsprechenden geregelten Abfuhr der Hoch- und Mittelwässer, auch die an manchen Stellen zu hoch gelegene Bachsohle zu vertiefen und dadurch die Möglichkeit einer natürlichen und künstlichen Ent- oder Bewässerung zu erzielen. Da jedoch sowohl der Jaispitzbach wie der Mühlgraben gerade während der Zeit der Sommer- bezw. auch der Herbstbewässerung oft ganz ausgetrocknet ist, so müßte für einen entsprechenden und genügenden Vorrat von Wasser zur Zeit des Überflusses durch Anlage von Gebirgsreservoiren Sorge getragen werden, wodurch gleichzeitig auch den unterhalb der Reservoire liegenden Mühlen das nötige Betriebswasser während 3—4 Monate beschafft werden kann, in welcher Periode wegen Wassermangel der Betrieb derzeit vollständig eingestellt werden muß. Das gesamte, im Jahre 1887 vorgelegte Meliorationsprojekt zerfällt demnach in 3 Hauptgruppen:

durch eine rationelle Bachregulierung neben der Ermög-

1.    der Bau der Gebirgsreservoire (Stauweiher);

2.    die kurrente Bachregulierung auf ca. 35 km Länge;

3.    die Anlagen zur künstlichen Bewässerung der Wiesen im Jaispitzbachtale unterhalb Durchlaß.

Der Bau der ersteren Anlage wurde bereits teilweise auf Staats- und Landeskosten durchgeführt. Die Bachregulierung soll auf Basis eines sanktionierten Gesetzes später im Wege einer Wassergenossenschaft mit Staatsund Landessubvention zur Durchführung gelangen, während die dritte Hauptgruppe der Meliorationsbauten, durch die betreffenden Grundbesitzer hergestellt, den Schluß dieses Meliorationsunternehmens bilden wird.

Der Bau der Gebirgsreservoire im Jaispitzbachtale.

Zur Aufstellung bezw. Berechnung des notwendigen Fassungsraumes der Reservoire war in Rücksicht auf die geplante Flußregulierung die Kenntnis der größten Hochwässer in erster Linie notwendig. Bei dem im Jahre 1887 aufgestellten Generalprojekte konnten die bezüglichen Berechnungen nur auf Basis der Aufzeichnungen der zahlreichen meteorologischen Stationen durchgeführt werden. Im März 1888 bot sich dem Projektverfasser jedoch die in hydrotechnischer Richtung willkommene Gelegenheit, den Verlauf eines Hochwassers an Ort und Stelle zu beobachten, welches, in puncto Intensität nach alten Wasserstandsmarken zu urteilen, zur Zeit der Projekt Verfassung als eines der größten Hochwasser dieses Jahrhunderts angesehen werden mußte.¹) Ähnliche, jedoch etwas kleinere Hochwässer wurden auch später, durch sehr bedeutende, über ganz Mähren ausgedehnte Landregen hervorgerufen, beobachtet und bei diesen Gelegenheiten auch direkte Geschwindigkeitsmessungen mittels hydrometrischer Flügel durchgeführt. Als Hauptpegelstation wurde das Dorf Durchlaß gewählt, jener Punkt, von wo an abwärts das Jaispitzbachtal sich

r) Nach den Mitteilungen des Landesmeliorationsamtes soll das im Jahre 1902 (Pfingsten) eingetretene Hochwasser in der Kulmination jenes vom Jahre 1888 noch wesentlich überschritten haben.

zu verbreitern beginnt, knapp unterhalb dem größten projektierten Reservoir gelegen, zugleich den Anfang der kurrenten Bachregulierungsstrecke bildend. Die Messungen und Berechnungen ergaben nun für Durchlaß eine Wassermenge Qmox. = 80 m³ pro Sekunde, welche allmählich sich steigernd im untersten Laufe bis Q = 120 m³ pro Sekunde anwächst. Nach eigener Beobachtung wurde die Dauer dieser Abfluß-Kulminationsperiode für die einzelnen Strecken zwischen 1 und 3 Stunden gefunden; in Durchlaß speziell betrug dieselbe 2 Stunden. Der Verlauf dieses Hochwassers ist aus dem Graphikon (Fig. 219) zu ersehen, in welchem neben der Pegelkurve auch die zugehörige sekundliche Abflußmengenkurve dargestellt erscheint.

Da das Einzugsgebiet des größten Reservoirs bei Weirowitz oberhalb Durchlaß ca. 380 km² beträgt, so entfällt pro km² Niederschlagsgebiet eine

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70. März 1888

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Fig. 219. Graphikon des Verlaufes des Hochwassers vom 10.—13. März 1888 in der Pegelstation Durchlaß (Mähren).

maximale Abflußmenge von Q = 0,21 m³ pro Sekunde, wobei von obigen 380 km² auf Waldbestand 110 km² und auf Freiland 270 km² entfallen. Auf Grund der lokalen Erhebungen wurden im ganzen Jaispitzgebiete 8 Stellen gefunden, an welchen Stauweiherabschlußwerke rationell errichtet werden könnten.

Nach Maßgabe der Bauökonomie des Objektes selbst, der Rentabilität des Gesamtunternehmens und des notwendigen Fassungsraumes andererseits wurden endgültig 3 Reservoir-Abschlußstellen projektiert und genehmigt.

Es sind dies:

1.    das Reservoir oberhalb der Stadt Jaispitz mit einem maximalen Fassungsraum von ca. 360000 m³;

2.    das Reservoir oberhalb des Dorfes Weirowitz mit 1500000 m³ maximalem Fassungsraum, beide am Jaispitzhauptbache gelegen, und

8. das Reservoir oberhalb Groß-Olkowitz mit ca. 400000 m³ Inhalt, am Hosterlitzer Bache, einem bedeutenden Nebenzufluß des Jaispitzbaches im Mittelläufe.

Das Einzugsgebiet dieser 8 Reservoire beträgt beiläufig ³/₄ des gesamten Niederschlagsgebietes des Jaispitzbaches. Die Wirkungsweise der Reservoire war nun so geplant, daß in der Kulmination die Hochflutwelle beim Reservoir in Jaispitz von 30 m³ auf 19 m³ pro Sekunde, bei Weirowitz und Jaispitz zusammen von 80 m³ auf 30 m³, in Olkowitz von 26 m³ auf 16 m³ reduziert werden soll.

Aus dem Graphikon (Fig. 219) ist zu ersehen, daß aus dem Weirowitzer Reservoir durch 19 Stunden O — 30 m³ pro Sekunde im Maximum abgelassen werden sollen, während das andere dieses Quantum übersteigende Hochwasser, dessen Quantität der schraffierten Fläche des Graphikons entspricht und nach welcher die Fassungsräume der zwei Reservoire allgemein berechnet sind, durch einige Zeit in den Reservoirs zurückgehalten und, soweit das aufgespeicherte Wasser nicht für andere Zwecke zur Verwendung gelangt, später nach und nach zum Ablaufe gebracht wird.

Der Stauweiher in Jaispitz ist nur als Retensionsreservoir gedacht, desgleichen jener in Groß-Olkowitz, während das Weirowitzer Reservoir gleichzeitig als Sammelweiher zu dienen hat, aus welchem das nötige Wasser zur Bewässerung von ca. 450 ha Wiesen und als Betriebskraft für die Mühlen bezogen werden soll.

Zur konstruktiven Durchführung der einzelnen Stauweiher übergehend, sei in erster Linie das oberste derselben erwähnt.

i. Stauweiher bei Jaispitz (Taf. XVII).

Außer den Vorerhebungen, welche man vor Aufstellung des generellen Projektes durchführte, wurde im Winter 1893 durch Abteufung einer Anzahl Probeschächten die geognostische Beschaffenheit des Untergrundes für

von

das Reservoirabschluß werk — die Talsperre — genauer konstatiert und auf Grund dieser Resultate die Fundamenttiefe mit 7,5 m angenommen, in welcher Tiefe auf fundierungsfähigen Gneisfels gestoßen wurde.

Im März 1894 wurde mit dem Fundamentaushube für die Talsperrenmauer begonnen.

Nachdem man in der Talsohle die 6—7 m mächtige Schichte der Allu-vionen des ehemaligen Teichgrundes, bestehend aus komprimiertem Teichschlammletten, Schotter und Geschiebeschichten, durchteuft hatte, wurde bei 6—7 m auf den Gneisfels gestoßen.

Bei dem Aushube auf die ganze projektierte Breite von 16,5 m zeigte es sich jedoch, daß genau an der Stelle, wo seinerzeit der Probeschacht abgeteuft wurde, in der projektierten Tiefe von 7,5 m wohl Gneisfels ansteht, derselbe jedoch ganz zufällig nur an dieser Stelle unverwittert, also fundierungsfähig ist, während ringsum nur verwitterter Fels anzutreffen war.

Während in den Tallehnen in 1—4 m Tiefe gesunder Gneis erschlossen wurde, mußte in der Talsohle in einer größeren Ausdehnung bis auf 11,5 m unter Terrain gegangen werden und verzögerte sich infolgedessen die Voll-

endung dieses gegen 10000 m³ betragenden Fundamentaushubes bis August 1894. Fig. 220 veranschaulicht den vorgeschrittenen Fundamentaushub in der Talsohle, sowie den Aushub für die Einbindung in der rechten Tallehne, woselbst erst in 4 m senkrechter Tiefe gesunder Fels angetroffen wurde, während die linke Tallehne eine geringere Einbindungstiefe aufweist.

Die Verführung des Aushubmateriales geschah je nach Entfernung der jOiegotplätze von der Fundamentgrube mittels Schubkarren, Hand- und Pferdekippkarren. Behufs Überleitung des Jaispitzbaches über die Baugrube wurde

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Fig. 220. Fundamentaushub und rechte Tallehnen einbin düng.

am Fuße der linken Tallehne ein Aquädukt, bestehend aus einem Holzgerinne für ca. 20 m³ Wasserabfuhr pro Sekunde, und einer kombinierten Häng- und Sprengwerkkonstruktion von 16 m Spannweite angelegt. (Siehe Fig. 220 und 221.)

Das während der Zeit des Fundamentaushubes sich ansammelnde Grundwasser, sowie das aus den Felsspalten hervortretende geringe Quellwasser wurde aus der Baugrube mittels gewöhnlicher Baupumpen gehoben und in den Bach geleitet.

Mit zunehmender Aushubtiefe mußte eine Zwischenpumpstation eingeschaltet werden. Die Kosten pro Kubikmeter Aushub beliefen sich exkl.

der Verführung auf 1,20—4,40 K. Im Durchschnitt der Bodenkategörien stellte sich der Kubikmeter Aushub alles in allem samt Verführung auf ca. 2,40 K. Als Abschluß werk wurde eine aus Zyklopenmauerwerk hergestellte Talsperre projektiert, welche eine Kronenbreite von 3 m und bei 23 m Höhe eine Basisbreite von 16,5 m besitzt. Die Profilgrundform bildet ein Dreieck, die maximale Kantenpressung beträgt 5 kg pro cm², die Mauer selbst genügt allen Bedingungen der Stabilität in hohem Maße. Die graphostatische Untersuchung des Mauerprofiles ist aus Taf. XVII, Fig. 6, zu ersehen, wobei bemerkt wird,

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Fig. 221.

Beginn der Mauerung (Ansicht

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oben, rechte Tallehue).

da« die Mauerkrone jedoch auf behördlichen Auftrag nur mit 3 m Breite aus-daß die IViau    J Herstellung des Zyklopenmauerwerkes verwendete

sfU Ist^einer Gneis oder Gneisgranit, im Steinbruche (ca. 0,6 km oberhalb S    gelmäßig gelagert (verworfen), und gestaltete sich dessen

des vielen Abraumes kostspielig.

Bevor mit den MaurerarbeUen    großen Versetzgerüstes,

hierzu «fOTde;)“heebnemaschine (kräne und Winden), Herstellung der Zufahrts-

Mörtelbereitungsstation, der Sandwaschereistation,

vollenden. Die Fig. 221 und —

gelegen) sehr unre Gewinnung infolge

war es

notwendig, die

Montierung straße zum Bauplatze, der Rollbahnen,,

der

des Bremsberges etc. zu

veranschaulichen die vollendete 11 m tiefe Fundamentgrube und gleichzeitig die Disposition der Laufkräne mit den Steinzangen beim Beginn der Mauerung im September 1894. Der als Grubensand gewonnene Bausand mußte, da mit ca. 33 °/₀ erdigen und lehmigen Beimengungen versehen, zuerst einer gründlichen Reinigung unterzogen werden, um zur Herstellung eines geeigneten hydraulischen Mörtels verwendet werden zu können.

Zu diesem Behufe wurde auf dem Bauplatze eine mittels Dampfkraft betriebene Sandwaschmaschine aufgestellt, welche pro Tag ca. 30 m³ Sand

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Fig. 222. Beginn der Talsperrenmauerung (Ansicht von unten).

rein zu waschen imstande war. Der so gewaschene Sand war frei von allen erdigen und lehmigen Bestandteilen und bestand beinahe ausschließlich aus-reinen Quarzkörnern mit sehr wenig Feldspat gemengt, besaß ein mehr kleineres Korn und war zur Bereitung eines wasserdichten Mörtels vorzüglich geeignet. Im Winter 1893/94 wurde eine eigene Zementprüfungsstation errichtet und alle in bezug auf die Entfernung des Gewinnungsortes überhaupt in Betracht kommenden Zementmarken untersucht. Unter anderen wurden die Zemente auch der Darrprobe und die in verschiedenen Mischungen hergestellten Mörtel der Wasserdichtigkeitsprobe auf lx/₂ und 3 Atmosphären Druck unterzogen.

Der Märtelverbrauch betrug 80-40 o/₀; bei den ausländischen Sperren wurden ebenfalls pro Kubikmeter Mauerwerk 28—42 °/₀ Mörtel benötigt. Kosten eines Kubikmeters Zyklopenmauerwerk stellten sich talsperre auf rund 15,00 K, während dieselben betrugen:

in Alfeld.......

„ Remscheid.....

„ Altenweiher.....

„ Waldecksperre ....

„ Urfttalsperre.....

„ Mauersperre.....

„ Gouffre d’enfers .    .    .

und von österreichischen Talsperren:

Grünwalder Sperre .    .    .

Friedrichswald er Sperre Wiestalsperre.....

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bei der Jaispitz-

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. 23,00 K,

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Bei dem in eigener Regie durchgeführten Bau des Lauchenweihers, bei welchem die Kosten infolge der großen Seehöhe des Bauplatzes, der künstlichen Sanderzeugung und der sehr teuren Zufuhr abnorme waren, kam ohne Nebenkosten 1 m³ Mauerwerk auf 13 K; samt den Nebenkosten, bestehend in der bedeutenden Investition an Maschinen, Wohn- und Arbeiterhäusern, Turbinenanlage, Aufsichtspersonal etc., jedoch auf 21 K. Mit der Mauerung der Jaispitzer Talsperre selbst wurde Anfang September 1894 begonnen, und wurden bis Ende November (Eintritt strengen Frostwetters) gegen 3000 m³ Zyklopenmauerwerk hergestellt. Da der Quellenzufluß in dem an der Wasserseite angelegten Fundamentquerschlitz ein größerer war, wurden diese Quellen durch Ausbetonierung dieses Schlitzes abgedichtet.

Das Sperrenmauerwerk wurde im Zyklopenverbande durchgeführt, hierbei zumeist Steinblöcke von 0,5 m³ und darüber in der Weise versetzt, daß bei dem Mauerwerk keine durchgehenden Lagerfugen entstehen und jeder Stein für sich derartig gelagert ist, daß er sich im stabilen Gleichgewicht befindet. Für jeden Steinblock mußte vor seinem Versetzen ein entsprechendes Lager (ausreichend starkes Mörtelbett) vorbereitet werden. Weiter wurde nie horizontal abgeglichen, sondern es wurden immer größere Blöcke als Binder für die nächste Mauerwerkspartie durchgreifend versetzt. Die Steine selbst wurden sowohl im Steinbruche mittels kräftigen Wasserstrahles und Stahldrahtbürsten von allem erdigen Überzug etc. befreit, als auch in der Baugrube nochmals mit Wasser begossen und nötigenfalls gereinigt.

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Zur Mauerung wurde bis Ende 1904 ein Mörtel, bestehend teile rortlandzement,

.    - Raumteilen Romanzement und

reingewaschenem Sand, verwendet und der Mörtel gebracht.

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aus 1 Raumaus 6 Raumteilen selbst ziemlich steif ein-

Um in dem Falle, als der Grundablaß nicht funktionieren sollte, ein Überfluten der Reservoirmauer zu verhüten, wurde in der linken Tallehne ein Überfallwehr projektiert (Taf. XVII, Fig. 1). Dasselbe besteht 2 Überfallöffnungen ä 6 m lichter Weite, welche nach Umklappen der Wehr-Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.    35

aufsätze bei 1,5 m Wehrüberfallhöhe rund Q — 30 m³ pro Sekunde, d. i. das größte beobachtete Hochwasserquantum, abzuführen imstande sind.

Die Höhe des maximalen Wasserspiegels, bei welchem das Reservoir ca. 360000 m³ faßt, ist durch die Oberkante der beweglichen Wehraufsätze fixiert, welche 1,5 m unter der Mauerkrone liegt. Aus Taf. XVII, Fig. 2 ist die Konstruktion dieser Klappenaufsätze zu ersehen, nach welcher durch Aufziehen der eisernen Traverse, an welche sich die 4 um Scharniere drehbaren Klappen von 1,5 m Höhe lehnen, diese letzteren niederfallen und dadurch im Gefahrfalle ein möglichst rasches Entleeren des bei Herannahen eines Hochwassers vielleicht gefüllten Reservoirs bis zur Wehrüberfallkrone ermöglicht wird. Das über das Wehr fließende Wasser stürzt in ein in Felsen ausgesprengtes, stark geneigtes Gerinne, fließt durch ein Objekt durch die Reservoirmauer und gelangt in das ebenfalls in Felsen ausgesprengte Abflußgerinne, aus welchem das Wasser sodann, über die die linke Tallehne bildenden Felsen herab stürzend, in den unterhalb liegenden Bach sich ergießt. Entgegen diesen projektierten Klappschützen wurde im Interesse der Kostenersparung behördlicherseits von dieser möglichst raschen Entlastung des Staubeckens auf 1,5 m Tiefe Abstand genommen, und eine einzige ganz freie Überfallsöffnung ohne Schützen angeordnet und auch ausgeführt.

Zur Regelung der in das Reservoir zu- und abfließenden Hochwasser-

— 30 m³ auf

max.

menge resp. zur Restringierung der Hochflutwelle von Q 19 m³ pro Sekunde dient ein Grundablaß (Taf. XVII, Fig. 4). Ursprünglich war ein Stollen in der linken felsigen Tallehne projektiert, doch mußte derselbe der größeren Kosten wegen über behördlichen Auftrag durch einen durch die Mauer gehenden Grundablaß ersetzt werden.

Dieser Grundablaß besteht aus 3 gewölbten Durchlässen, welche durch eiserne Schützen absperrbar sind. Bei voller Öffnung und Annahme eines kleinen entsprechenden Wasserspiegelüberdruckes führen alle 3 Durchlässe Q = 19 m³ pro Sekunde ab. In dem Maße, als der Wasserspiegel im Reservoir steigt, also die Druckhöhe zunimmt, müssen die Schützen sukzessive herabgelassen werden, so zwar, daß durch den Grundablaß immer nur eine maximale Wassermenge Q = 19 m³ pro Sekunde in den unterhalb gelegenen Bach in normalen Fällen gelangen kann.

Das Reservoir ist sonach als Retensionsreservoir immer leer oder nahezu leer zu halten, damit es bei herankommendem Hochwasser mit seinem ganzen Inhalte rückhaltend (retensiv) zu wirken in der Lage sei.

Die Wirkung dieses Reservoirs wird also kurz skizziert nachstehende sein.

Das Reservoir ist leer, die Schützen des Grundablasses sind geöffnet. Das Nieder- und kleinere Mittelwasser fließt durch den Grundablaß ungehindert durch.

In dem Falle nun, daß die in das Reservoir durch den Jaispitzbach einfließende Wassermenge wächst, wird bei dem Grundablaß sich ein Rückstauen des Wasserspiegels im Reservoir bemerkbar machen.

Sobald der Wasserspiegel eine gewisse Marke übersteigt, welche der Druckhöhe entspricht, bei welcher die vollkommen geöffneten Durchlässe die Wassermenge Q — 19 m³ pro Sekunde abführen, wird der Reservoirwächter

n c Iaßgabe einer Tabelle oder eines Pegels die allmähliche Schließung eines der Durchlässe vorzunehmen_ haben, derart, daß durch den Grundablaß

!Tme^ nUr eme Wassermenge Q < 19 m® pro Sekunde abgelassen wird. In dem r alle nun, als ein Hochwasser von der Höhe und Dauer des im Jahre ¹?ÖB beobachteten eintntt, wird der Wasserspiegel im Stauweiher höchstens die Höhe der Wehraufsätze erreichen und dann allmählich wieder zu sinken beginnen. Das Reservoir wird sich endlich nach und nach ohne Zutun des Wärters selbsttätig wieder entleeren. Die gesamten Baukosten dieses Reservoirs inkl. der Grundeinlösung, welch letztere ca. 12000 K beanspruchte (zumeist sterile F elsabhänge, Hutweiden und aufgeforstete Lehnen), waren nach dem Projekt auf 243 200 K veranschlagt, so daß 1 m³ aufgespeicherten Wassers auf 243200

360000 ßÖ h zu stehen kommen würde; infolge der bedeutend größeren

Fundierungstiefe stellten sich diese Kosten jedoch auf 80 h. Das zur Mauerung der Talsperre notwendige Gerüste für zwei verschiedene Baustadien ist auf Tafel XVIII und XIX abgebildet. Der Bau dieses Stauweihers wurde 1898 vollendet.

2. Der Stauweiher bei Weirowitz (Taf. XX).

Ca. 800 m oberhalb des Dorfes Weirowitz (3 km oberhalb Durchlaß) erweitert sich die Talbreite an der zum Abschluß bestimmten Stelle von 90 m in kurzer Distanz talaufwärts auf 390 m. Dieser Umstand sowohl, als das geringe Talsohlengefälle, endlich eine zweite, nochmalige bedeutende Talverbreiterung weiter oberhalb war für den Projektverfasser bestimmend, diese Stelle für das Reservoirabschlußwerk zu beantragen. Dieser Abschluß soll durch eine im Grundriß bogenförmige, in der Krone 110 m lange, 9,5 m über der mittleren Talsohle hohe Mauer hergestellt werden. Die gesamte Höhe der Mauer inkl. der Fundierung beträgt 16,5 m, bei welcher Höhe dieselbe eine Basisbreite von 11 m und eine Kronenbreite von 3 m erhalten soll

Projektverfasser

Marchregulierung etc. im Laufe der Jahre 1881—1886 vom Ursprünge der March bis nach Göding durchforscht hatte, bei Berücksichtigung des großen Einzugsgebietes von 380 km'² und der minimalen Baukosten keine zweite derartig günstige Stelle mehr aufgefunden wurde.

Auch in Frankreich, Deutschland, Belgien etc., in welchen Ländern zur Durchführung gelangten, fand ich nicht eine so

(siehe Taf. XX, Fig. 1 und 2). Die Situation dieses Reservoirs (siehe Fig. 223) ist eine so günstige und bauökonomische, daß in Mähren, welches der zum Zwecke der Errichtung ähnlicher Reservoire für die

viel größere Reservoire günstige Abschlußstelle, wie die vorliegende. Das Weirowitzer Reservoir ist bei V-U Mill. m³ maximalen Fassungsraums auf 268000 K veranschlagt; es kostet somit 1 m³ aufgespeicherten Wassers ca. 16 h.

jede mit 2 m

Falles rasch entfernt werden können. Die Fig. 3, 4 und 5 auf der Taf. XX

Ein Überfallwehr (Taf. XX, Fig. 1) ermöglicht dem ankommenden Wasser bei event. gefülltem Reservoir dasselbe zu passieren, ohne die Mauer selbst zu überfluten, wodurch die Sicherheit des Bauwerkes arg gefährdet würde. Es besteht aus 4 Überfallöffnungen von je 6 m Weite, deren hohen Dammbalkenaufsätzen versehen ist, die notwendigen

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Fig. 223. Situation des Stauweihers bei Weirowitz. Maximaler Fassungsraum —1,5 Mill. ms, normaler Fassungsraum = 0,8 Mill. ms, Wasserspiegeliiäche 36 ha, Mauerhöhe (max.) = 16,5 m, größte nutzbare Wassertiefe = 8,0 m, gesamte Baukosten = 268000 K, Kosten pro m³ aufgespeicherten Wassers (für Spannung) = 16 Heller (nach Projekt).

max.

veranschaulichen die Konstruktion der projektierten beweglichen Wehraufsätze. Die 6 m langen Dammbalken, welche je nach der variablen Größe des Wasserdruckes verschieden dimensioniert sind, lehnen sich an der linken Seite an einen Vorsprung (a) des Pfeilers bezw. Landpfeilers, während sie an der rechten Seite durch einen eisernen "["-Träger {b), der, vertikal stehend, sich um eine Achse umlegen kann, gestützt werden.

Wenn durch Aufheben des Hebels cd der durch den Wasserdruck angepreßte eiserne Ständer b umfällt, so wild durch eine am unteren Ende desselben angebrachte Knacke (Winkeleisen) der unterste Dammbalken und damit auch die anderen gehoben und schwimmen letztere ab bezw. legen sich, an Ketten hängend, an das linke Widerlager an. Infolge der bedeutenden Stauhöhe (2 m) wurden in neuester Zeit statt der ursprünglich projektierten Klappen, wie in Jaispitz, vom Projektverfasser die Dammbalkenaufsätze vorgeschlagen. Die Überfallöffnungen sind infolge der örtlichen Terrainsituation nicht senkrecht auf die Talsperre wie in Jaispitz, sondern in der Längenachse

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Fig. 224.

Ansicht des Hochwasser-Überfallgerinnes.

derselben projektiert (Fig. 223). Hierdurch bedingt, wird das Überfallabflußgerinne (Fig 224) breiter und teurer. Es ist jedoch zu berücksichtigen, daß bei dieser &Lage der Überfallwehröffnungen lange, durch das Hochwasser mitgebrachte Gegenstände (Bäume, große Eisschollen etc.) leichter das Wehr passieren können, was im Interesse der Verhütung einer Verstopfung der Öffnungen dieses großen Reservoirs wohl die größeren Baukosten rechtfertigt. KÄL Überfallwehres übersteigt der Sicherheit wegen selbst das Maß des projektierten Hochwasserquantums von 80 m pro Sekunde

bedeutend.

Da die knapp Mähren angekauft und

unterhalb des Stauweihers liegende alte Mühle vom Lande der Betrieb derselben aufgelassen wurde, so entfällt die entsprechende Vorrichtung zur Speisung des höher gelegenen Mühl u    TTin durch den Felsen zu treibender Stollen (Taf. XX, rig. ^    )

grabens^    ß b { großen Hochwässern derart, daß von der im Maximum

reguhert den AT® “f von 80 ms pro Sekunde bloS eine solche von ankommenden Wafermeng ^ Jaisptebach abgelassen wird. Zu diesem

Behufe iTt der Einflufi in den Stollen, welcher gegen die Wasserseite zu in drei Durchlässe übergeht, durch eiserne Schützen ähnlich regulierbar wie beim Jaispitzer Stauweiher.

Die günstige Konfiguration des Terrains bei der Reservoirabschlußstelle einerseits, wie der Umstand, daß bei größeren Reservoiren die Talsperre als ein Monolith zu betrachten und jede Durchbrechung desselben, wenn überhaupt tunlich, zu vermeiden ist, eine Ansicht, welche die meisten Spezialfachleute in Reservoirbauten vertreten und welche auch beim internationalen Binnenschiffahrtskongreß in Paris im Jahre 1892 in den bezüglichen Fachreferaten etc. zum Ausdrucke gelangte, haben den Projektverfasser veranlaßt, insbesondere bei Weirowitz einen Stollen zu beantragen. Die Detailkonstruktion der eisernen Schützen ist aus den Fig. 13, 14 und 15 auf Taf. XX zu ersehen. Hierbei ist speziell zu bemerken, daß bei der Konstruktion der Aufzugsspindel dem Umstande Rechnung getragen wurde, daß in Berücksichtigung der großen Länge und der event. möglichen Durchbiegung der Spindel für das Niederdrücken mit einem röhrenförmigen, für das Aufziehen mit einem vollen Querschnitt vorgesorgt wurde. Der Betrieb dieses Stauweihers, welcher nicht nur als Retensions-, sondern auch als Sammelreservoir funktionieren soll, wird derartig einzurichten sein, daß in demselben je nach der Jahreszeit bezw. dem jeweiligen Erfordernisquantum für Industrie und Wiesenbewässerung, welches erst nach durchgeführten Verhandlungen mit den Interessenten genauer fixiert werden wird, ein gewisser Wasservorrat stets aufzuspeichern und dessen sukzessive Abgabe durch entsprechende Öffnung einer der Schützen zu regeln sein wird. Was die Krone der Talsperre selbst betrifft, so ist in architektonischer Richtung auf der Talseite ein einfaches bekrönendes Hauptgesims und darauf auf einem niedrigen Steinsockel ein einfaches eisernes Geländer aus Sicherheitsrücksichten projektiert, während auf der Wasserseite nicht nur zur Sicherheit für die Menschen, sondern insbesondere zur Verhinderung einer Überspülung der Krone durch einen höheren, 1,5 m übersteigenden Wellenschlag eine 80 cm hohe Parapuet-mauer beantragt ist. Hierdurch ist auch die Möglichkeit geboten, im Falle einer außerordentlichen Hochwasser-Katastrophe den Fassungsraum des Stauweihers bis auf 2 Mill. m¹ auszunützen, wenn der Wasserspiegel bis zur Mauerkrone steigen sollte. (Die in letzterer Zeit vorgenommenen größeren Fundamentaufschlüsse waren, trotzdem das Gestein nahezu im ganzen Sperrenprofil zutage tritt, ähnlich ungünstige wie in Jaispitz, so daß 1 m¹ aufgespeicherten Wassers sich auf 20—25 h stellen dürfte.)

Abfluß⁶ s^hleUSe> Pil°tenrost fundiert- eingebaut wurde, durch welche der pro Sekundf nCge    ^ “ Statt der Mengen maximalen 26 m³

Olkowitzer Bach ^ m dem JaisPitzbache zugeführt werden. Der Groß-] 7a    WU - 6 ZU 6Sem BehUfe VOrläufi^ innerhalb des Reservoirs

wel h w km UDterhalb desselben auf eine Kapazität von 16 m³ reguliert, e che Wassermenge den Teich somit, ohne zu exundieren, durch die offene Schleuse passieren kann. Die Durchführung der Regulierung dieses Baches in seinem weiteren Verlaufe soll im Wege einer Wassergenossenschaft er-!r q , i In dem Momente, als die Wassermenge Q > 16 m³ wird, werden die Schleusen in einem der Zunahme der Druckhöhe entsprechenden Maße erabgelassen, so daß auch bei ganz gespanntem Stauweiher nur 16 m³ zum Abflüsse gelangen. Sobald die zufließende Hochwassermenge abnimmt, entleert sich der Teich selbsttätig. Da die Teichgründe aus sehr fruchtbarem Wiesen- und Ackerland bestehen, mußte von einer faktischen Grundeinlösung der großen Kosten wegen um so mehr Abstand genommen werden, als größere Hochwässer wie 16 m³ sehr selten eintreten.

Der normale Fassungsraum dieses Stauweihers beträgt ca. 400000 m³, wobei der höchste Wasserspiegel 1 m unter der Dammkrone angenommen wurde.

Obwohl ein Überfluten dieses sehr flach (ca. 1 : 4) geböschten, berasten Dammes, in welchem Falle der Fassungsraum 600000 m³ betragen würde, mit keinen Gefahren für dessen Bestand verbunden ist, wurde trotzdem für einen Überfall in Form einer sehr flachen Terrainmulde Sorge getragen. Die Überschwemmung der Teichgründe dürfte den Erfahrungen entsprechend bloß 1—2 Tage dauern, daher auch die Wartungs- und Erhaltungskosten minimale werden.

Weiter wurde auch eine teilweise Erhöhung des Dammes, sowie die Neuherstellung von Fahrwegen zu beiden Seiten dieses Teiches notwendig. Die Gesamtkosten dieses Stauweihers inkl. der Regulierung des Baches auf 2200 m Länge und des Grund- resp. Fruchtschadenersatzes etc. per 28000 K betrugen zusammen ca. 64000 K, so daß bei 400000 m³ Inhalt der Kubikmeter aufgespeicherten Wassers dieses offenen, im November 1894 vollendeten Retensionsreservoirs nur 16 h kostet.

Da die bautechnischen Durchführungsdetails des Olkowitzer Reservoirs sich auf die einfache, auf Pilotenrost fundierte Regulierschleuse beschränkten, wurde wegen Raummangel von der Beigabe des Planes abgesehen.

Die kurrente Bachregulierung.

Die Situation dieser Regulierung samt den Baustellen der 3 Reservoire ist aus der Fig. 225 zu entnehmen. Eine für die Möglichkeit der rationellen Durchführung angestrebte Melioration in Hinsicht auf Entwässerung wie Verhinderung der Hochwasserschäden notwendige Bedingung ist die Durchführung der Thayaregulierung bei Fröllersdorf.

Da die baldigste Inangriffnahme derselben zur Zeit der Projektsverfassung in Aussicht stand, wurde auch im Projekte der Jaispitzbachregulierung die neue projektierte Thayasohle als Ausgangspunkt genommen. Die inner halb der Gemeinde Fröllersdorf liegende Bachstrecke erscheint in den Kosten nicht aufgenommen, da diese Gemeinde der Thayawassergenossenschaft angehört und von letzterer auch die Durchführung der Korrektion dieser untersten Jaispitzbachstrecke vorgenommen werden soll. Bei der Aufstellung der notwendigen Kapazität der neuen Bachprofile wurde teils nach den Regenmessungen der zahlreichen meteorologischen Stationen, teils auf Grund von Berechnungen nach konstatierten Wasserständen und von vorgenommenen Geschwindigkeitsmessungen unterhalb Durchlaß ein maximales Hochwasserquantum von 80 m³ pro Sekunde gefunden und angenommen.

Von diesem Maximalquantum sollen während der Kulmination des Abflusses 30 m³ durch das Reservoir bei Weirowitz zurückgehalten werden, so daß in das Bachbett von Durchlaß abwärts im Maximum nur 30 m³ gelangen können.

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Fig. 225. Niederschlags- und Beservoirgebiet des Jaispitzbaches.

Bei Annahme derselben meteorologischen Faktoren und der weiteren Reduktion der Hochflutwelle des Groß-Olkowitzer (Hosterlitzer) Baches von 26 auf 16 m³ nimmt die Kapazität des Bachprofiles entsprechend den unterhalb einmündenden größeren Nebenbächen allmählich zu und erreicht bei Grusbach 60 m³, gegenüber der jetzigen maximalen Abflußmenge von 120 m3 pro Sekunde.

Eine bezügliche Berechnung der Kosten einer Bachregulierung bei der Voraussetzung des Nichtbestehens dieses Reservoirs, also ohne Rückhaltung obiger 60 m³, ergab nicht nur einen Betrag, welcher die vorliegende Totalsumme zum mindesten erreicht, sondern auch, daß im unteren Teile derartige breite Profile resultieren, deren Ausführung seitens der Interessenten auf großen Widerstand stoßen würde. Der große Vorteil der Aufspeicherung und Ausnützung des Wassers ginge bei dieser Art Korrektion ebenfalls verloren, wie man auch von einer Amortisierung des Baukapitals sowohl, als auch von der Einführung einer Wiesenbewässerung absehen müßte.

Durch diese mit der Reservoiranlage verknüpfte Reduktion der größten Hochwasserwelle (während der Kulmination von 80 m* auf 30 m³ im oberen aufe unterhalb Weirowitz und von 120 m³ auf 60 m* bei Grusbach und io ersdorf) wurde es ermöglicht, mit wenigen Ausnahmen alle Brücken- und Stauanlagen zu belassen und nur durch kleine Rekonstruktionen dieselben in den Rahmen des Projektes einfügen zu können. Dadurch werden auch die wasserrechtlichen Verhältnisse der Mühlenbesitzer in keiner Weise geändert und der Neubau von drei großen Stauanlagen wie einer Unzahl größerer Brücken

umgangen.

Die hammäßige Höhe des Wasserspiegels für den Mühlgraben wird hergestellt durch Aufstellung

von

entsprechend (ca. 1 m) hohen Wehraufsätzen, welche sich bei Hochwasser automatisch niederlegen und nach Ablauf desselben selbsttätig wieder aufrichten. Durch alle diese günstigen Umstände, wie der Annahme, daß diese Bauten von den Interessenten in eigener Regie durchgeführt werden, bedingt, ist es ermöglicht, die Regulierung dieser 20 km langen Strecke (vom oberen Durchlasser Wehr bis zur Gemeindegrenze Grusbach-Fröllersdorf) zu dem geringen Betrag von 160000 K hersteilen zu können. Hierbei muß berücksichtigt werden, daß größere Strecken innerhalb dieser 20 km schon derzeit eine Kapazität von 60 m³ pro Sekunde und darüber besitzen, daß ferner das Jaispitzbachbett viele Monate hindurch ganz oder nahezu trocken ist, die Arbeiter daher in dem Bachbette stehend den Aushub bewerkstelligen können, weiter, daß der Längentransport unbedeutend ist, zumeist nur ein Seitentransport (ein- und zweifacher Schaufel-

wurf) vorkommt und das Material der Bodenkategorie 1 und 2 nahezu ausschließlich angehört, also zumeist Stichboden repräsentiert und nur an einzelnen Stellen auch in die Kategorie 3, (jas ist Stich- oder Hauboden, übergeht. Die kurrente Bachregulierung soll erst nach Vollendung der Stauweiherbauten in Angriff genommen werden und wird auf Basis eines erst anzufertigenden Detailprojektes durch eine Genossenschaft wahrscheinlich gemeinde- oder wenigstens sektionsweise durchgeführt werden, da, wie früher erwähnt, die jetzige Kapazität des Flußschlauches in den verschiedenen Strecken ungemein variiert, daher auch die Kosten pro lfd. m ganz bedeutend differieren.

Vermögens von Bedeutung dieser in Österreich Art von Bodenmeliorationen erfreute sich dieses Projekt seitens der mährischen Landesvertretung der regsten Unterstützung und wurde dasselbe in der Session 1887 dem mährischen Landtage vorgelegt, durch welchen einem bezüglichen Gesetzentwürfe die verfassungsmäßige Zustimmung erteilt wurde, worauf die Sanktionierung dieses Gesetzes erfolgte.

Trotzdem infolge noch nicht erfolgter Bewilligung des gegen Kostenvoranschlag wegen ungünstigerer Fundierungsverhältnisse notwendig Mehraufwandes das größte (Weirowitzer) Reservoir noch nicht der Jaispitzer Stauweiher den bezüglichen Nachrichten der zufolge seine retensive Wirkung bei den großen Landregen und

Eine dem generellen Projekte vom Jahre 1887 beigeschlossene detaillierte Rentabilitätsberechnung ergab die ganz bedeutende Vermehrung des Volks-ca. 3 Milk K. In Erkenntnis der hohen volkswirtschaftlichen zum ersten Male zur Durchführung gelangenden

den

gewordenen erbaut war, hat

Tagesblätter

Wolkenbrüchen Ende Juli 1897, Mai 1899 und Pfingsten 1902 vorzüglich nachgewiesen, so daß beispielsweise im Jahre 1897 eine Ernte im Werte von 80000 K vor Vernichtung gerettet wurde, durch welche Fälle die hohe volkswirtschaftliche Bedeutung dieses Projektes nunmehr auch durch die praktischen Erfahrungen in unzweifelhafter Weise nachgewiesen erscheint.

4. Talsperre zur Wasserversorgung der Stadt Komotau (Böhmen).

Die hydrographischen Verhältnisse der Umgebung der Stadt Komotau haben die Zwangslage geschaffen, das zur einheitlichen Wasserversorgung der mit dem Vororte Oberdorf rund 21000 Einwohner zählenden und sich eines raschen Aufschwunges auf dem Gebiete industrieller Tätigkeit erfreuenden Stadt erforderliche Wasserquantum angesichts des Fehlens gleichmäßig ergiebiger Quellen und Grundwasserströme durch die Magazinierung der periodisch abfließenden Oberflächenwässer zu beschaffen.

damals jedoch nur zum Zwecke der Regelung

Schon vor Aufwerfung der Frage nach einer zentralen Wasserversorgung hatte man der Aufspeicherung der Wässer des auch die Stadt Komotau durchfließenden Assigbaches der Abflußverhältnisse dieses Wasserlaufes — Beachtung geschenkt und war bereits vor 38 Jahren (1874) von Prof. Ffarlacher in Prag das Projekt für die Errichtung einer 40 m hohen Staumauer (35 m Wassertiefe) zur Bildung eines 1,58 Mill. m³ (20 Mill. Kubikfuß) fassenden Gebirgsreservoirs an der unter dem Ortsnamen „Böses Loch“ bekannten Klamm im Assigtale ausgearbeitet worden.¹)

Mit der Änderung der Bestimmung der aufzuspeichernden Wässer für Trink wasserzwecke mußte dieses Projekt entsprechend abgeändert und zufolge der Forderung, den Abfluß aus moorigen und torfigen Gebieten, wie solche in den oberen Tälern des Erzgebirges vielfach auftreten, von dem Reservoire fernzuhalten, die Talsperranlage nicht im Haupttale selbst, sondern im Tale eines seitlichen Zuflusses, des Gröllbaches, angeordnet werden.

Auch bei dieser Disposition war die gesonderte Ableitung der Abflüsse einer innerhalb des Einzugsgebietes des Gröllbaches von rund 12 km'² gelegenen Torfmoorfläche von 3,4 km² Ausdehnung durch Anlage eines das Gröllbachtal mit dem Assigtale verbindenden Stollens erforderlich. (Siehe Fig. 7 auf Taf. XXL) Die Abwässer der einzigen in dem ganzen Niederschlagsgebiete gelegenen Ansiedlung, nämlich des Neuhauser Forst- und Hegerhauses, werden hierdurch gleichfalls von dem Reservoir abgehalten und erscheint durch diese Schutzmaßregeln der Bezug eines selbst weitgehende Ansprüche befriedigenden Reinheitsgrades des Wassers gewährleistet.

Der zur Magazinierung einer Wassermenge von 700000 m³ notwendige Beckenraum erforderte die Aufführung eines Abschlußwrerkes von ganz bedeutender Höhe. Dasselbe ist als Sperrmauer durchgeführt (siehe Fig. 8 auf Taf. XX) und besitzt nachstehende Hauptabmessungen:

*) „Technische Blätter“, VII. Jahrgang, 1875, Prag.

esamthöhe der Mauer (normal) 35,75 m Maximale Mauerhöhe über Terrain .

41,000 nF 5,60 ha 250,00 m.

Das Mauerprofil ist in seiner Massenverteilung so gewählt, daß die maximalen Kantenpressungen in demselben bei leerem Weiher 5,94 kg/cm, bei vollem Reservoir 6,12 kg/cm nicht übersteigen und die Minimalbeanspruchungen nicht unter 0,55 kg/cm, bezw. 0,14 kg/cm heruntergehen. Der statischen Untersuchung wurde ein spezifisches Gewicht des Mauerwerks 2,4 zugrunde gelegt. Diese Annahme hat sich auch während des Baues bestätigt gefunden.

max.

Maximale Wassertiefe......

Maximale Fundierungstiefe unter Terrain

Kronenbreite der Mauer......

Breite der Mauer am Mauerfuße .

Länge der Mauer am Fuße.....

Länge der Mauer an der Krone Kubatur des Mauerwerks Überstaute Fläche bei maximaler Füllung Krümmungsradius der Mauer ....

von

aus-

ver-

Die Mauer ist ganz in Gneisfels fundiert und in Gneisbruchstein geführt. Den Fundierungsarbeiten standen insofern bedeutende Schwierigkeiten entgegen, als in einem Teile des Talbodens, sowie an dem linken Talgehänge ein entsprechend widerstandsfähiges Felsbett erst in bedeutenden Tiefen, stellenweise erst bei 16 m unter Terrain, angetroffen wurde, und größerten sich demzufolge die Kubaturen des Erd- und Felsaushubs, sowie der einzubringenden Beton- und Mauerwerksmassen ganz erheblich. Anderseits erwiesen sich die Lagerungsverhältnisse des Gebirges äußerst günstig. Jene Stellen des Fundaments, welche ein Herabgehen bis zu 7 m unter die allgemeine Fundamentssohle erforderten, wurden durch Einbringung von Portlandzement-Stampfbeton zur Gleiche gebracht. Allenthalben wurde der bloßgelegte Fels mit Hilfe von Hochdruckwasserstrahl, Besen und Stahldrahtbürste gereinigt, die Gesteinsfugen mit Zementwasser ausgespritzt und die stärkeren Risse mit Portlandzementmörtel verfugt und sodann Beton in fetter Mischung in unregelmäßigen Körpern eingebracht und die hierdurch gebildete unregelmäßige Oberfläche mit einem Portlandzementverputze überzogen. Auf diesem erst erfolgte der Ansatz des Bruchsteinmauerwerkes. Die Felsflächen der beiderseitigen Lehnenanschlüsse der Mauer wurden in analoger Weise vorbereitet.

Der zur Aufmauerung in Verwendung genommene Mörtel bestand aus 1 Teile Kirchdörfer Portlandzement, 1 Teile Looscher (hydraulischem) Kalk und 6 Teilen am Baufelde selbst hergestellten Gneissand. Die Wahl dieser Mörtelmischung erfolgte auf Grund eingehender Untersuchungen bezüglich der Festigkeit und Widerstandsfähigkeit gegen Auslaugung. Mörtel und Beton wurde mit Hilfe von Maschinen gemischt und soll der Mörtelverbrauch im Mittel 28 % (?) betragen haben. War durch die sorgfältige Herstellung des Mauerwerkes selbst schon eine hohe Dichtigkeit des Abschlußwerkes gewährleistet, so wurde dieselbe durch Anbringung einer eigenen, die ganze Wasserseite der Mauer bis auf 1 m über den maximalen Stauspiegel überziehenden Dichtungsschicht noch erhöht. Letztere besteht aus einer auf dem verfugten und gereinigten Mauerwerke über einem Goudronanstriche aufgetragenen Lage von Naturasphalt mit Goudronzusatz, sowie einem dieselbe überziehenden zweiten Goudronanstriche. Diese Dichtungsschicht ist ihrerseits wieder durch eine Verkleidung aus Betonsteinen geschützt, und greift letztere bei einer Stärke von 50 bezw. 80 cm schwalbenschwanzförmig in den Mauerkörper ein.

Das Innere der Mauer enthält weiter eine Sammelanlage für Schwitz-und Sickerwässer in Form einer Vertikaldrainage, bestehend aus Drainröhren von 8 cm Lichtweite, die in Abständen von 2 m und einer Entfernung von 1 m von der wasserseitigen Mauerflucht in kleinen, im Mauerwerke ausgesparten Kaminen in Kleinschlag ohne Mörtel eingebettet sind und sich an den Lehnenanschlüssen in Sammeldrains, an der horizontalen Fundamentpartie hingegen in einen begehbaren Stollen ergießen.

Zum Zwecke der Wasserentnahme ist in der Achse der Staumauer an der Wasserseite ein in Stampfbeton ausgeführter Turm angebracht; derselbe dient zur Aufnahme zweier Standrohre, welche in verschiedenen Niveaus mit Einlaufstutzen und Schiebern ausgestattet sind. Diese Rohre durchsetzen dann die Mauer in einem horizontalen, auf der Wasserseite durch Betonkern geschlossenen Stollen. Durch Anbringung der entsprechenden Schieber kann das Wasser aus jedem dieser Rohre von einem Schieberhäuschen aus sowohl in einen kleinen Ausgleichsbehälter, der den Anfang der Zuleitung zur Stadt aufnimmt, wie auch nach dem Gröllbache geleitet werden, und erfüllen hiermit die Standrohre gleichzeitig die Aufgabe von Grundablässen.

Zur unschädlichen Ableitung von Flochwässern zu Zeiten des Vollstehens des Reservoirs dient ein Umleitungsgraben am linken Talgehänge mit einem 21 m langen Hochwasserüberfall, und vermag derselbe ein Wasserquantum von 3 m³ pro km'² Einzugsgebiet abzuleiten. Die Überführung der Wässer von der Lehne in die Talsohle wird durch eine Kaskade vermittelt, deren einzelne Stufen aus Beton mit Holzverkleidung und gemauerten Seitenwänden bestehen.

Am oberen Ende des Staubeckens sind Vorkehrungen zur Zurückhaltung des Gerölles und Sandes, zur Ein- bezw. Umleitung des Wassers, sowie die Registrierung des Zulaufes angebracht. Ein Grobfilter mit anschließender Rohrleitung ermöglicht ferner, den bereits erwähnten Behälter unterhalb der Mauer bezw. die Zuleitung zur Stadt mit Umgehung des Stauweihers zu speisen.

Die äußere Ausstattung der Mauer ist einfach gehalten. Die Luftseite der Mauer ist ohne jede Gliederung aus Gneis-Zyklopenmauerwerk bis zur Wasserlinie hochgeführt; hier schließt ein rauhes Steinband den Hauptkörper ab. Der Raum bis zur Mauerkrone, sowie jener für die Brustmauer ist zur Aufnahme einer einfachen Bekrönung in Form von unterstützten Deckplatten abwechselnd mit Zinnenpartien und Eisengeländern ausgenützt. Die beiden Schieberhäuser, eines auf der Mauerkrone, eines auf der Stollenausmündung, sind als Zinnentürme durchgeführt. Sämtliche Abdeckungen von Gneismauerwerkskörpern sind wegen der Unmöglichkeit, den vorhandenen Gneis auf Werkstücke zu verarbeiten, in Granit aus den Pechgrüner Steinbrüchen ausgeführt.

falls in Betoneisenkonstruktion hergestellt. Beide Objekte sind auf Gneisfels fundiert.

von

Die Dimensionierung der Anlage gestattet eine Wasserentnahme 40 sl. im Jahresdurchschnitte bei einer Maximalleistung von 90 sl. zu den Zeiten des stärksten Verbrauches.

Für die Fertigstellung der Sperrmauer waren im Bauprogramm 8 Jahre (1900—1902) vorgesehen. Die außerordentlichen Schwierigkeiten, welche die Fundierung verursachte, brachten es jedoch mit sich, daß das erste Baujahr fast vollständig mit dem Fundamentaushube, dem Baue der 8 km langen Zu-fabrtstraße sowie sonstiger Nebenarbeiten verbraucht wurde.

aus einem ca. 200 m unterhalb der Baustelle

Erst im Frühjahr 1901 wurde mit der Vorbereitung der Baugrube für die Maurerarbeiten und am 22. August 1903 mit der Versetzung des eigentlichen Talsperrenmauerwerks begonnen. Bis zum Eintritt der Herbstfröste zu Beginn des November 1903 war nach Versetzung von ca. 6000 m³ Mauerwerk ungefähr das Niveau des natürlichen Terrains erreicht. In dieser Bauperiode wurde der Baustein gelegenen Steinbruche gewonnen und der Sand in einer Maschinenanlage gebrochen, woselbst auch die Mörtelbereitung erfolgte.

Vorbereitungen getroffen,

von

Steinbrüchen zusammen 15000 m³ Baustein gebrochen und in Deponien untergebracht. In der Sandgewinnungsanlage wurden in der gleichen Zeit 3500 m³ Sand hergestellt und deponiert.

Durch Verwendung elektrischer Kraftübertragung konnte ferner der bisher zentralisierte Betrieb den jeweiligen Bedürfnissen entsprechend geteilt werden. Durch Anlage eines neuen Sandwerkes in der Nähe des Hauptsteinbruches wurde Vorsorge für die Sandbeschaffung für die hochgelegenen Mauerpartien getroffen. Von Beginn des Baujahres 1902 bis zu einer zu-Mauerhöhe wurden die Bausteine einer tiefer gelegenen Deponie

Das Staubecken wurde Unebenheiten

allen vegetabilischen Bestandteilen gereinigt, entsprechend ausgeglichen und sodann im Bereiche der wechselnden Wasserspiegel bis einer Steinpflasterung versehen.

Der ebenfalls

von

ca. 8 m unterhalb des Maximalstaues mit

Wassergewinnungsanlage gehörige Moorwasserstollen von m Breite und 1,8 m Höhe und liegt mit einem Gefälle von 8 °/₀ nahezu durchgehends im festen Gneis. Die Anfangs- und Endstrecken wurden in einer Länge von zusammen 90 m mit Beton verkleidet, im Berginnern wurden nur einige kurze Strecken mit Beton versichert.

Das Talsperrenwasser gelangt in einer 7,8 km langen Druckrohrleitung durch das Grollbach- und Assigtal zur Filter- und Hochreservoiranlage, welche ca. 90 m über dem Versorgungsgebiete gelegen ist.

Die Filteranlage umfaßt drei Filterkammern von je 400 m² Filterfläche zwei weitere Kammern vergrößert werden. Die Ausführung erfolgte in Betoneisenkonstruktion. Der an das Filter angrenzende Hochbehälter enthält zwei Kammern mit zusammen 2500 m³ Inhalt und ist eben-

besitzt ein Profil

und kann um

zur

Für die im Jahre 1902 zu bewältigende Arbeit wurden umfangreiche um die angestrebte durchschnittliche Tagesleistung 250 m³ einhalten zu können. Den ganzen Winter über wurden in den

lässigen

und dem Bruche direkt entnommen und auf einem Ziehberge mit elektrischer Doppelhaspel zum Arbeitsniveau aufgezogen. Der Mörtel wurde am Mauerfuße in zwei Mischtrommeln bereitet und mittels Löffelwerk hochgebracht. Die Reinigung der Steine erfolgte auf einer eigenen Waschstation. Die

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¹

Der Stauweiher bei Grofs-Olkowitz.

Einer der größten Nebenzuflüsse des Jaispitzbaches, der Hosterlitzerbach, welcher bei Hochwasser derzeit bis 26 m¹ abführt und ca. 13 km unterhalb des Weirowitzer Reservoirs bei Lechwitz in den Hauptbach einmündet, konnte durch Wiederanspannung eines großen, im untersten Laufe gelegenen herrschaftlichen Teiches beinahe mit seinem ganzen großen Einzugsgebiete beherrscht werden. Der bestehende, bis auf die ehemalige Durchbruch- bezw. Öffnungsstelle in gutem Zustande befindliche, ca. 5—6 m hohe Teichdamm wurde derart rekonstruiert, daß an der tiefsten Stelle eine dreiteilige hölzerne

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Fig. 226. Wasserturm für Eisenberg (Ansicht).

natürliche Steingröße wurde nur insoweit beeinflußt, als größere Steine als 0,3—0,8 m³ geteilt wurden und kleine nur zur Ausschieferung und Verkeilung des Mauerwerkes zugelassen wurden.

Die an der Wasserseite der Mauer anzubringende Dichtungsschicht und Verkleidung wurde in horizontalen Bändern von 1,5—2,0 m Höhe dem Fortschritte der Aufmauerung folgend hergestellt. Die hierbei beschäftigten Arbeiter vollführten diese Arbeit von einem eigens konstruierten Gerüste,

bestehend aus eisernen, mit einem über die Maueroberfläche greifenden Arme verankerten Rahmen, welche die Arbeitsbühne und die Geländer trugen. Die Materialzubringung erfolgte von der Mauer aus. Der Stollenvortrieb erfolgte teils mit Handbohrung, teils mit elektrisch oder pneumatisch angetriebenen Stoßbohrern. Mit dem Vortriebe wurde im Herbst 1899 begonnen, und erfolgte der Durchstoß am 3. April 1903 mit voller Schärfe in Richtung und Höhe.

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Die Vollendung und Inbetriebsetzung der Anlage erfolgte im Jahre 1904.

Als Sammelreservoir für die Zwecke der Trinkwasserbeschaffung war die Komotauer Talsperre bis vor kurzem die größte derartige durchgeführte Anlage in Österreich und die erste größere Talsperrenanlage des Königreiches Böhmen.

5. Der Eisenberger Stauweiher.

Ganz in der Nähe obiger Anlage wurde der Eisenberger Stauweiher im Jahre 1904 mit einem Kostenauf-wande von 460000 K für Wasserversorgungszwecke erbaut, welcher einen 50000 m³ hat.

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4.15«

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Fassungsraum von

Fig. 226 und 227 zeigen den zur Eisenberger Wasserversorgung nothohen Wasserturm

wendigen 32 m 240 m³ -

Inhalt in Ansicht und

von

Längenschnitt (Kosten 54000 K).

Blech konstruierte Reser-hoch und hat einen

Das aus

voir ist 6 m Durchmesser von 7,15 m.

Für Zwecke der Trink- und Nutzanderer größerer

Wasserversorgung

Städte in der Nähe von

ebenfalls im Erzgebirge ge-

deren

Komotau

10m

Fig. 227. Wasserturm für Eisenberg (Schnitt).

sollen,

legen, 2 große Talsperren Fassungsräume jenen der Komotauer    rojektierung durch den Verfasser

Sperre übersteigen, erbaut werdet, ^    ^ g    .m Erzgebirge

dieses Handbuc    > vQn Betr;ebswasser für die Industrie und die Ab-

Zum Zwecke der Sch* |    Endlich befinden sich im Stadium der Bau

wendung der Hochwas ?rinkwassertalsperre im Erzgebirge, die Talsperre ausführung die Bruxindelmühle jm Riesengebirge, die Elbe-Talsperre König-Krausebauden K“n. P.nhof a /E u. a. (siehe Verzeichnis der Talsperren S. 452).

reichwalde

Zu gleichem Zwecke der Hochwasserentlastung, insbesondere jedoch für die Industrie, wurden für eine Genossenschaft in Reichenberg (Böhmen) eine Anzahl größerer Talsperren durch Prof. Intze projektiert und sind dieselben bis auf eine bereits durchgeführt¹) Von den Reichenberger Talsperren wird in Fig. 228 eine Ansicht der Harzdorfer (nach Originalaufnahme von Dr. Fischer 1906) und in Fig. 229 das Schieberhaus der Voigtsbachsperre im Detail vorgeführt, aus welch letzterer Naturaufnahme sowohl die vorzügliche Durchführung dieses aus Granithakelsteinen hergestellten Teiles des Abschlußwerkes, wie auch der

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Fig. 228. Harzdorfer Sperre bei Reicbenberg.

Fugen verband des teils in Schichten, teils in Zyklopenverband hergestellten Verblendmauerwerkes der Talsperre zu ersehen ist.

Durch die im Sommer 1897 infolge eines katastrophalen Hochwassers bedingten großen Schäden wurde wie in Deutschland, so auch in Nordböhmen der Bau von Stauweihern durch Professor Intze angeregt und auch größtenteils unter seiner Oberleitung ausgeführt. Unter anderen wurde auch im Gebiete der Görlitzer und schwarzen Neisse der Bau von 6 Talsperren durch die Reichenberger Wassergenossenschaft durchgeführt.

Es betrifft dies, der Größe ihres Inhaltes nach geordnet, folgende Stauweiher: 1. Die Grünwalder Talsperre, 2,70 Mill. m³, mit einem Einzugsgebiet von: eigenes Gebiet

5,5 km²

Johannisberg, durch 2 Stollen einbezogen .    12,5    „

Wiesenthal

zusammen: 26,6 km².

2. Die Friedrichswalder Talsperre mit 2,00 Mill. m³ Inhalt und 4,1 km2 Niederschlagsgebiet.

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Fig. 229.

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Schieberhaus der Voigtshachsperre bei Reichenberg.

Harzdorfer Sperre mit 630000 m³ Inhalt und 15,5 km² Nieder-

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km²

5. Die

11,8 km².

Stauraum und 6,9 km" Einzugs-

zusammen:

Voigtsbach-Sperre mit 250000 m3 Dritte Auflage. II. Band.

gebiet.

Friedrich, Wasserbau.

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6. Die Mühlscheibe-Sperre mit 250000 m³ Stauraum und 8,7 km² Einzugsgebiet.

Alle 6 Stauweiher, von welchen die Görsbachsperre noch nicht ausgeführt ist, repräsentieren einen Gesamtfassungsraum von 6,33 Mill. m³ mit einem tributären Einzugsgebiet von 73,6 km².

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Fig. 230. Grünwalder Talsperre bei Gablonz a. N. Querschnitt.

Von diesen meist sehr kleinen Talsperren gelangte bis jetzt als letzter Bau das größte Staubecken dieses Gebietes, die Grünwalder Sperre, zur Ausführung.

6. Die Grünwalder Talsperre bei Gablonz a. d. Neisse (Böhmen).

Im April 1906 wurde mit dem Aushube des Fundamentes, und nach erfolgter Betonierung der Sohle im September desselben Jahres mit der Mauerung der Sperre selbst begonnen und durch die Bauunternehmung F. Schön & Söhne, Prag, Ende 1909 vollendet. Die Bauoberleitung besorgte infolge des am 28. Dezember 1904 erfolgten Ablebens Professor Intzes der k. k. Baurat v. Scheure, die Lokalbauleitung seitens der Regierung die Ingenieure Schmidt und später Czehak und Merlicek, seitens der Bau Unternehmung Ingenieur Schwenk.

Die das Tal abschließende Sperrmauer, nach dem bekannten Intzeschen Profil konstruiert (Fig. 230), hat bei 21,06 m Höhe eine Länge von 430 m und ist im Grundriß nach einem Radius von 350 m gegen die Wasserseite zu gekrümmt. Die Kronenbreite beträgt 4,50 m, die Basisbreite 15,56 m bei nur 5 m Fundamentstiefe.

Als maximale Kantenpressung wurde mit Rücksicht auf die Beschaffenheit des Untergrundes nur 4,50 kg pro cm² zugelassen, nachdem bei Bohrversuchen selbst bei 7 m Tiefe noch kein fester unverwitterter Granit gefunden wurde.

Zur gleichförmigen Übertragung des Druckes auf den Untergrund wurde deshalb auch eine Betonplatte ausgeführt, die Oberfläche derselben stufenförmig-senkrecht zur Drucklinie gestaltet und nach dem vollständigen Erhärten des Betons (4 Wochen) aufgerauht und darauf das Zyklopenmauerwerk aus feinkörnigem Granit, welcher 3 km weit zugeführt werden mußte, aufgesetzt.

Als Mörtel für das innere Talsperrenmauerwerk wurde, wie in Deutschland meist üblich, eine Mischung von 1 Teil Portlaridzementmörtel 1: B und 1 Teil Kalktraßmörtel im Verhältnis von 1 Teil Weißkalk (4 Wochen eingesumpft), l¹/₂ Teilen Traß und l³/₄ Teilen Sand verwendet, welcher in durch 16 HP. Elektromotoren angetriebenen Schaufelradmaschinen gemischt wurde. Als Portlandzement wurde Tschischkowitzer Marke verwendet, Weißkalk aus Bernau, Traß von der Firma Gerhard Herfeld in Plaidt bei Andernach a. Rh.

geliefert.

Im Laufe der 4jährigen Bauzeit wurden über 600 Mörtelproben untersucht und ergaben für die 3 zur Verwendung gelangten Mischungsverhältnisse:

I. 1 Teil Zementmörtel 1: 3,

1    „ Traßmörtel 1 : lx/₂ : l³U für das Innenmauerwerk der Tal

sperre; ferner

II. 1 Teil Zementmörtel 1: 2,

1    „ Traßmörtel 1 : l¹/^ : l³/₄ für das Verblendungsmauerwerk;

und endlich

HI Zementmörtel 1:3 für die Bachregulierung nach 4 Wochen Er-härtungsdauer 120,1 bezw. 136,4 bezw. 108,0 kg pro cm² Druckfestigkeit und als Zugfestigkeit für die B Mörtelarten I, II und III:

Nach 1 Woche Erhärtungsdauer .    .

4 Wochen    „    •    •

. .    6,5— 8,0—11,0

.    .    12,2—14,0    —

.    .    19,2—21,2—26,0

.    .    29,5—31,2—34,5

36*

Der Zusatz von Traß und Weißkalk erfolgte einerseits wegen der Ver-Undurchlässigkeit und Widerstandsfähigkeit gegen die Einwirkungen des

Wassers zufolge der, wenn auch erst nach längerer Zeit erreichten, großen Festigkeit gibt.

Die Verwendung von reinem Portlandzement-Mörtel 1 : 3 hat sich nicht empfohlen, da er infolge seiner Steifheit sehr schwer zu verarbeiten und eine gute Ausfüllung der Fugen nur mit großer Sorgfalt zu erreichen ist, überdies dieser Mörtel sehr rasch abbindet, daher ein späteres Nachsetzen des Mauer* Werkes erschwert wird. 100 kg Traß stellten sich samt allen Transportkosten loko Baustelle auf 3,90 K und 100 kg Zement auf 5,30 K.

Auf der Wasserseite erhielt das Mauerwerk einen 25 mm starken Verputz aus 3 Teilen Zementmörtel 1: 2 und 1 Teil Traßmörtel 1 :1¹/₂ • l³/4r welcher Verputz erst nach vollständigem Setzen des Mauerwerkes aufgetragen wurde.

Diese Putzschicht wurde mit Zementbrei glatt verrieben und mit einem 2 maligen Anstrich mit Siderosthen versehen.

Die in dieser Weise hergestellte Abdichtung ist im untersten Teil der Mauer durch eine 50 cm starke Lehmhinterstampfung verstärkt, an diese schließt sich sodann die Hinterfüllung an, welche an der Wasserseite aus dem Aushubmateriale hergestellt, mit 1:2 geböscht und durch ein Steinpflaster gegen den Wellenschlag gesichert ist.

Im oberen ca. 10 m hohen Teil — also oberhalb der Erdanschüttung gelegen — ist die Mauer durch eine 60—90 cm starke Verblendschicht (Type Intze) gesichert. Diese mit Mörtel II hergestellte Schicht ist schwalbenschwanzförmig in das Talsperrenmauerwerk eingelassen (in 4 m Entfernung je ein 2 m breiter Schwalbenschwanz, der 0,30 m tief eingreift, daher Dicke der Verblendschichte 60 bezw. 90 cm). Zur Abführung eines event. in das Talsperrenmauerwerk trotz aller Sicherungen eingedrungenen Wassers ist im Abstande von 2 m von der wasserseitigen Fläche ein Drainageröhren-System (d — 60 mm Drainrohre in Abständen von 2 m) eingebaut, welche in den aus 200 mm weiten bestehenden Sammeldrain (glasierte Steinzeugrohre) einmünden.

Die Anschüttung 1 : 2 dient, wie bekannt, außer der Ausnutzung des Erddruckes insbesondere dazu, um den wasserseitigen Verputz gegen Einflüsse wechselnder Temperatur zu schützen, gleichzeitig jedoch auch als Deponie des Fundament-Aushubmaterials und Verwendung des felsigen Materials (Steinabraums) zur Pflasterung.

Die Lehmhinterstampfung soll im Falle eines Rissigwerdens des Verputzes das durch den Wasserdruck bewirkte Einpressen des aufgeweichten Lehmes in die Fugenrisse und damit ihre Abdichtung bewirken.

Die Gesamtkubatur des Mauerwerks aller Kategorien betrug 39000 m³, 3500 m³ Beton, 17000 m³ Erdaushub und 5500 m³ Felsaushub. Bei der Kubatur des Talsperrenmauerwerks von 39000 m³ betrugen die Kosten desselben 893000 K, also pro m³ rund 23 K.

Die durchschnittliche Tagesleistung eines Maurers betrug mit Bezug|auf die Gesamtkubatur der Mauer 1,50 m³ bei lOstündiger Arbeitszeit (also inkL Verfügung, hammerrecht bearbeiteten Steinen, Versetzen der Werksteine).

Zur

leitungen von d —dle.nen elnerselts zwei Grundablässe, Rohr-2 5 m Hohe 7- T Llchtwelte’ welche in Stollen von 2 m Breite und

Welche von W K ,    “ beid“ Enden durch Schieber absperrbar sind,

weicht von Schieberturmen aus bedient werden können.

Jeder der beiden Grundablässe kann

Q — 5 m³

, ,    ,    beim maximalen Wasserspiegel

ableiten, welches Quantum (5 m³) der größten bekannten Hochwassermenge (1897) dieses Baches entspricht.

. Andererseits ist in der Mitte der Mauerkrone noch ein Hochwasser-ubei fall angeordnet, der nur als Sicherheitsventil bei Verstopfung beider rundablässe in Aktion treten muß. Er besteht aus 4 überwölbten Öffnungen von je o m Lichtweite und kann bei einer Überfallhöhe h = 0,20 m das Hochwasserquantum von Q = 5 nv³ abführen.

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Flg. 231. Grünwalder Talsperre bei Gablonz a. N. Ansicht von der Luftseite.

Das überfallende Wasser wird in einem am Fuße der Talsperre situierten Absturzbecken (24 m lang, 2,20 m breit und 1,80 m tief) aufgefangen, in welches auch die beiden Grundablässe einmünden.

Im Vergleich der Kapazität der 3 Entlastungsobjekte von zusammen 15 m³ zu der Hochwassermenge von 5 m³ wurde also eine 3 fache Sicherheit geschaffen, was wohl bei einem so kleinen Einzugsgebiet des Grünwalder Baches (5,5 km²) leicht möglich ist, bei einem großen Niederschlagsgebiet jedoch ein so hoher Grad der Sicherheit meist undurchführbar und unnötig erscheint, da ja ohnehin die höchst bekannten katastrophalen Hochwässer durch den Überfall allein abgeleitet werden müssen.

Um die Kosten einer so großen Talsperre gegenüber dem kleinen von 5,5 km² zu rechtfertigen bezw. die retensive

eigenen Einzugsgebiet Wirkung zu erhöhen, wurden mittels zweier Stollen noch Teile der Niederschlagsgebiete der Reinowitzer und Gablonzer Neiße mit 12,5 bezw. 8,6 km2 einbezogen, so daß das Gesamteinzugsgebiet der Grünwalder. Sperre nunmehr 26 6 km² beträgt, wobei jedoch auch die Hochwasserableitung der beiden Auxiliargebiete nicht zu rechnen ist, da der Einfluß in das Staubecken durch die Stollenverschlüsse beliebig geregelt werden kann.

Zur Verhütung einer schädlichen Längsspannung ist in die Rohrleitung innerhalb des Rohrstollens ein Dilatationsstück eingeschaltet, welches aus zwei teleskopartig ineinandergeschobenen Teilen besteht.

Im rechten Rohrstollen verzweigt sich die Rohrleitung in zwei Arme, und zwar eine Leitung d — 200 mm für die Stadt Gablonz, welche später eine Nutzwassermenge von 1500 m³ pro Tag (bei 15 ständigem Betrieb 28 sl.) zu entnehmen beabsichtigt, während die zweite Leitung d = 300 mm als Druckleitung für eine später zu errichtende Turbinenanlage dienen soll, welche obiges Nutzwasser in ein Hochreservoir drücken soll.

Während der Haupt-Bausaison waren beim Bau der Talsperrmauer allein durchschnittlich 400 Arbeiter, darunter 80 Maurer, beschäftigt.

Die Gesamtbaukosten betrugen (ohne Grunderwerb):

1375000 K 60000 „

Für die Sperrmauer..............

„    „ Lieferung u. Montierung der Eisenkonstruktionen

zusammen: 1425000 K.

Hinzu kommen die Kosten der Verlegung der Bezirksstraße im Betrage von 73000 K, ferner der Regulierung des Grünwalder Baches unterhalb der Sperre von 117000 K.

Eine Gesamtansicht der Grünwalder Talsperren-Anlage zeigt Fig. 231.

7. Die Bystriczka-Talsperre (Mähren).

Diese ö¹/^ km von der Eisenbahnstation Roucka der Lokalbahn Mähr. Weiskirchen—Wsetin im Gebiete der Wsetiner Betschwa gelegene Talsperre, welche für Hochwasserretension und zur Speisung des projektierten Donau-Oderkanals erbaut wurde, schließt ein Staubecken von 4,4 Mill. m³ ab.

Das Einzugsgebiet dieses Stauweihers beträgt 64 km² und beträgt nach den durchgeführten Wassermessungen das größte katastrophale Hochwasser (19. Mai 1911) Q= 110 m³, während die normalen Maxima (Juli 1903 nur 36 m³, in den Jahren 1907 und 1910 jedoch 58 m³) wesentlich kleinere Werte aufweisen. Das normale kleinste Niederwasser betrug im Juli 1904 — einem extremen Trockenjahre — Q = 0,030 m³, während es in der bekannten längsten Trockenheitsperiode des Sommers 1911 jQ = 0,058 m³ erreichte.

Die mittlere Jahresabflußmenge (1904—1906) wurde mit 27,9 Mill. m3 konstatiert, w’as bei einer mittleren Jahresregenhöhe von rund 1000 mm oder 64,3 Mill. m³ Regenmengen einem mittleren Abflußkoeffizienten von 43 °/0 entspricht.¹)

Mit Rücksicht auf diese große zur Verfügung stehende Abflußmenge erscheint im Hinblick auf die bei deutschen Stauweihern gemachten Erfahrungen bezüglich des günstigsten Verhältnisses zwischen Abflußmenge und Stauraum der letztere zu gering, so daß das vorhandene Wasserquantum nicht vollkommen, d. h. rationell ausgenutzt werden kann. Die vorhandene Terrainoberflächengestaltung ließ jedoch einen höheren Stau nicht zu, indem unmittelbar an das Stauweiherbecken sich anschließend auf der linken Berglehne eine niedergelegene breite Terrainmulde sich befindet, welche aber dadurch andererseits wieder eine äußerst günstige, andernorts sehr selten zufindende Gelegenheit zur Ableitung des Hochwassers geboten hat.

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Fig. 232. Bystriczka-Talsperre. Querschnitt der Staumauer.

besitzt eine Höhe von 36,5 m, an der tiefsten Stelle die Kronenbreite 4,6 m

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die Sohlenbreite 28,7 m und eine

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Fig. 233.

Längsschnitt des oberen Absturzgerinnes.

t -    • Her Krone von 180 m (siehe Fig. 232). - Die gröflte Wassertiefe

beWgt 27 m, Fläche des Stauwasserspiegels F = B7,8 ha. Der Krümmung*.

radius der    .^Verhältnisse waren sehr ungünstig, so dafi der für die

Verkleidung fernt bezogen

Dl£ 6 notwendige Baustein aus Brüchen 37 km von der Baustelle en -werden⁸ mufite, während der für die Innenmauerung der Ta-

sperrenmauer verwendbare Stein (oberster tertiärer Magura-Sandstein mit kiesigem Bindemittel) aus dem in der Nähe und 76 m über der Talsohle gelegenen Steinbruche Klenov gewonnen und mittels zweier Bremsberge auf die Baustelle befördert wurde.

Zur Abführung des Hochwassers während des Baues und überhaupt zur Ableitung des Bystriczka-Baches wurde ein provisorischer Stollen vorgetrieben, welcher während des Baues bis 40 m³ abzuleiten imstande war und in eine Kammer des definitiven Stollens einmündet, der nach Inbetriebsetzung der Anlage zur Abführung des Betriebswassers bestimmt ist.

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Fig. 234. Detail der Stufen.

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Fig. 235. Bystriczka-Talsperre (Mähren).

Ansicht des Überfall-Absturzgerinnes und Auslauf des Grundstollens.

Zur schadlosen Abführung des größten Hochwassers dient auch ein in der linksseitigen Einsattelung des Talgehänges situierter, 43 m langer Hoch-

wasserüberfall, dessen Überfallkrone auf Kote 385,0 m liegt. Bei einer Strahldicke von h — 0,60 m vermag derselbe Q so daß bei katastrophalem Hochwasser (Q wasserstollen entfällt, welcher bei dem hohen Wasserdruck (385,0 m gegen jenen beim Stau mit 364 m) auch die entsprechende Kapazität besitzt.

50 m³ pro Sekunde abzuführen, 110 m³) der Rest auf den Hoch-

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Fig. 236. Bystriczka-Talsperre (Situation).

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Bachbett einzumünden.

Fig. 233

einen Detailschnitt,

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zeigt den Längenschnitt der oberen Kaskade und Fig. 234 welcher die bauliche Anordnung der einzelnen Stufen

ersichtlich ist, Fig. 235 die Gesamtansicht der Kaskadenanlage, Fig. 236 die Gesamtsituation der Stauweiheranlage.

Bis Ende 1911 war die Mauer bis 20 m über Fundamentsohle hergestellt und wird 1913 das ganze Werk in Betrieb gesetzt werden.

Der zur Mauerung verwendete Mörtel bestand aus 300 kg Golleschauer Portlandzement, 0,1 m³ Cernotiner Weißkalk, 1,0 m³ Sand (bei 7 mm Größe). Der Mörtelverbrauch betrug im Durchschnitt 33 °/₀. Die Leistung eines Maurers pro Tag schwankte zwischen 2,5-—3,5 m³. Zur Zurückhaltung des Schotters und Sandsteinmaterials ist am oberen Ende des Stauweiherspiegels ein Vorbecken von ca. 10000 m³ Inhalt hergestellt worden.

Die gesamten Baukosten inkl. Grundeinlösung und Straßenherstellungen dürften 5 Mill. K betragen, so daß sich 1 m³ Stauraum auf 113 Heller stellen würde. Die Taglöhne betrugen bei lOstündiger Arbeitszeit: Handlanger 3,60 K, Mineure 5,00 K, Maurer 6,50—7,00 K und Steinmetze 6,00 K.

Projekt und Oberleitung lag in den Händen des k. k. Oberbaurats Emil Grohmann, die Ausführung war der Bauunternehmung Rabas und Weiner übertragen.

(Siehe auch: E. Grohmann, Der Talsperrenbau in Deutschland und Österreich, Allg. Bauzeitung 1912, Heft 2 und 1907, S. 60.)

8. Die Wiestal-Klammsperre am Almbache bei Hallein (Salzburg).

Die Stadtgemeinde Salzburg erbaut derzeit zum Zwecke der Versorgung der Stadt mit elektrischer Energie eine hydroelektrische Kraftanlage und wird zu diesem Zwecke die Wasserkraft des Almbaches im Wiestale bei Hallein zur Ausnutzung kommen.

Die günstigste Abschlußstelle, um diesen Wasserlauf auszunutzen, fand man in der Wagendrisselklamm, wo das Wasser mittels einer Talsperre auf die Kotenhöhe 553 m bezw. bei katastrophalem Hochwasser auf die Kote 554,86 m über dem Adriatischen Meere gestaut werden soll, wodurch auf eine Länge von rund 1700 m zwischen Talsperre und der Zentrale ein Gefälle von 85,30 m erzielt werden kann.

Die Talsperre besteht aus einer Sperrmauer mit einer größten Höhe von 35 m über dem Fundamente, mit einer Kronenbreite von 5,00 m, eine Fußbreite von 28 m und einer Kronenlänge von 63 m (Fig. 237).

Die Mauer wird in rauhem Zyklopen-Bruchsteinmauerwerk, das heißt aus unbearbeiteten Bruchsteinen ohne regelmäßige Schichten in Portlandzementmörtel ausgeführt. Die Mauerwerkskubatur beträgt 12450 m³, von welcher bis Ende 1912 6850 m³ und bis Mitte September 1913 die restlichen 5600 m³ fertiggestellt wurden. Die Tagesleistung eines Maurers betrug bisher durchschnittlich 1,5 m³ und stellt sich der Preis von 1 m³ Talsperren-Zyklopenmauerwerk auf rund 26 K, wobei der Mörtelverbrauch zwischen 33 und 36°/₀ schwankte.

Der Aushub der Fundamente und der Einbindung in die Tallehnen für die Mauer erforderten 7200 m³ Felssprengungen.

Zur direkten Ermittlung des Mauergewichtes bezw. dessen spezifischen Gewichtes wurden mehrere Wägungen vorgenommen, und zwar vor dem zuerst im Projekte in Aussicht

Baubeginne. Bei Annahme des Mörtels, 1 I eil Portlandzement Mörtelverbraucl

genommenen

(Gartenau) und 2 Teile Sand, und einen von 33% ergab sich als Gewicht 0,67 m³ Dolomit ä 2800 kg ...    .

0,33 m³ Mörtel ä 2200 kg

von 1 m³ Mau er werk

•    = 1876 kg,

gegenüber dem im

•    - 726 „ zusammen: 2602 kg,

Projekte zugrunde gelegten Gewichte von 2335 kg.

Einespatere Wägung von 1 m³ fertiggestellten Mauerwerks ergab über amtliche Wägung

im frischen Zustande .    .

im trocknen Zustande Für die Ausführung des Baues Mörtels von

war

1    Raumteil Portland

2    Raumteilen Romanzement Sand

CD CO Ol (Ol

o CO

kg,

kg-

sodann ein Mischungsverhältnis des

beide Marke Gartenau

also das Verhältnis Zement zu Sand wie 1:2 in Aussicht genommen.

Nun erwies sich der bereits kontraktlich zu der Lieferung bestimmte Romanzement als ein Schnellbinder und nachdem das Zementwerk erklärt, keinen langsam bindenden Romanzement liefern zu können, trotz früherer Zusicherung, so wurden schließlich auf Grund von Versuchen als Mörtelmischung

2 Teile Portlandzement,

1 Teil Romanzement und 6 Teile Sand gewählt.

Das spezifische Gewicht dieses Mörtels schwankte nach verschiedenen genauen Wägungen im trockenen Zustand zwischen 2,122—2,162, im Mittel 2,142 und im nassen Zustand (d. h. vollkommen trockener Mörtel im Wasser längere Zeit liegend) zwischen 2,250 und 2,317, im Mittel 2,288 %.

Der Mörtelverbrauch schwankte bisher zwischen 33 und 36%, im Mittel 84 %.

Es ergibt sich somit ein Gewicht von 1 m³ Mauerwerk im trockenen

Zustand

0,66 m³ Dolomit ä 2800 .    .

0,34 m³ Mörtel ä 2142 .    .

= 1848 kg, = 728    „

und im nassen Zustand

0,66.2800 Dolomit .    .

0,34.2288 Mörtel .    .

zusammen: 2576 kg

= 1848 kg, - 778    „

zusammen: 2626 kg,

wobei der Stein mit dem gleichen spezifischen Gewicht eingesetzt wurde, daher bei vollständiger Durchfeuchtung obiges Gewicht sich noch etwas erhöhen würde.    .

Es wurde daher als spezifisches Gewicht des Mauerwerkes bei der

endgültigen Berechnung 2,60 angenommen.

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Das unter dieser Annahme

nach der Type

Fig. 237. Wiestalsperre bei Hallein. Querschnitt und Längenschnitt durch

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untersuchte Krantz (Paris) projektierte und verstärkte Profil (Fig. 237) zeigt weder Zugspannungen noch eine größere Druckspannung als 6,8 kg pro cm² bei 34 m Wasser-

Spannung.

Die Staumauer ist weiter

aus Sicherheitsgründen gegen Abscheerung in Kreisbogenform mit einem Radius von 60 m in der horizontalen Projektion gekrümmt und sehr tief in die Felsengehänge eingelassen, wodurch auch allen Rissebildungen infolge von Temperatur- und Belastungsschwankungen in weitgehendster Weise vorgebeugt wurde.

die Talsperre und das Hochwassergerinne.

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Um das Wasser bis auf die Talsohle, bei event. notwendigen Untersuchungen des Staumauerwerkes ablassen zu können, und um während des Baues die Ableitung des Bachwassers derart zu bewerk-~ stelligen, daß bei größerem Andrange desselben, also bei normalen Hochwässern, die in Arbeit befindliche Mauer nicht überflutet werde, wurde an der linksseitigen Felswand ein bogenförmiger Stollen projektiert, welcher durch Schieber geschlossen ist, überdies auf der Wasser- und Luftseite je eine provisorische Betonmauer als Schutz für die Fundamentgrube errichtet.

Das Niederschlagsgebiet der Talsperre beträgt 175,7 km², und wurde das größte Hochwasser, nach den Formeln von Itzkowski gerechnet, mit rund 430 sek./m³ bei den kommissi-

onellen Verhandlungen angenommen. Nach der genaueren Berechnung des Hochwassers vom Jahre 1899 bei der 4 km unterhalb der Talsperre gelegenen hohen Stauanlage (Hammer-Wehr) ergab sich ein Höchstwasser von £> = 400m³, reduziert auf das Einzugsgebiet der Sperre.

Um die Abfuhr dieses katastrophalen Hochwassers selbst für den Fall der Nichtfunktionierung des Grundablasses und bei gefülltem Stauweiher, ohne die Sperre zu überfluten, zu bewerkstelligen, wurde in dem linksseitigen Felskopf der Klamm die Aussprengung eines Hochflutgerinnes von 25,6 m Breite durchgeführt, durch welches der Abfluß des Sekundenmaximums von mehr als 400 m³ erfolgen kann, und stürzt in einem solchen Falle das Hoch-

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Fig 238. Wiestalsperre hei Hallein.

Ansicht von der Wasserseite.

wasser mit einer Überfallhöhe von h = 1,86 m über die auf Kote 553 liegende Krone des hier situierten 74,5 m langen Hochwasser-Uberfallwehres in dieses welches sich ein Absturzgerinne anschließt, durch welches das terhalb der Talsperre in die Felsenschlucht der Klamm abstürzt.

als Verkehrsweg zu dienen bat, ist die Krone

Gerinne, an Hochwasser un

Nachdem die Sperrmauer

der Mauer als solcher projektiert.    .

In Rücksicht auf den Wellenschlag wurde wasserseitig eine

Ol,adermauerwerk entsprechend stark dimensioniert angeordnet. rUStUDagsnULbare Fassungsvermögen

^terYd^dTunfeMOWIO m», der maximale Fassungsraum des gesamten Stau-beckens jedoch 6,5 Mill. m •

meterhohe

Nachdem die Mauerung der Talsperre in eigener Regie der Stadtgemeinde unter der Aufsicht des von derselben bestellten Bauleiters Oberingenieur Giorgini sehr solid durchgeführt wird, wurde einerseits von der ursprünglich projektierten Verblendung der Wasserseite, sowie der Drainagierung der Mauer abgesehen.

Fig. 238 zeigt eine photographische Aufnahme der Klamm von der Wasserseite und den seit Mai 1912 (Grundsteinlegung) bis Ende 1912 erreichten Fortschritt im Mauerwerke der Talsperre (ca. Kote 540 m) — vor derselben die zum Schutze gegen normale Hochwässer vor Beginn des Fundamentaushubes errichtete provisorische Betonmauer, links unten das Mundloch des

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Fig. 239. Wiestalsperre der Stadt Salzburg. Einlauf des Betriebsstollens.

Grundablaßstollens, links oben das Schieberhaus für diesen Grundablaß — rechts das Gebäude der Mörtelmischmaschine.

Fig. 239 stellt eine Ansicht des Einlaufes des Betriebsstollens in unvollendetem Zustande dar.

Fig. 237. Längenprofil durch den Fundamentaushub der Talsperre mit der Lehneneinbindung (die punktierte Linie stellt das ursprüngliche Profil der Abschlußstelle — Felsenklamm — dar), links anschließend das Querprofil des Hochwasserabflußgerinnes, welches durch eine Holzkonstruktion überbrückt wurde.

Beim Höchststau reicht der Wasserspiegel ca. 4,5 km talaufwärts, woselbst eine neue Holzbrücke das Tal übersetzt und die im Gebiete des Stauraumes am linken Talgehänge liegende neue Straße mit der am rechten Ufer

von 70 m h? H ^    verbmdet- Die Breite des Stauspiegels schwankt

von /0 m bet der Talsperre bis 400 m im mittleren Teile des Staubeckens.

, • . U. d®r ,ube^. 300 m2 betragenden Arbeitsfläche der Talsperre waren is er durchschnittlich 35—40 Maurer angestellt, denen für Mörtelzutragung, Abspritzen und Reinigen der Steine etc. noch ca. 66 Handlanger beigegeben

waren, so daß beim Talsperrenbau selbst gewöhnlich 100—110 Mann in Arbeit standen.

daß

Bezüglich der Preise der Baumaterialien sei noch hervorgehoben loko Baustelle

100 kg Portlandzement .    .    .    .

100 kg Romanzement.....

1 m³ Grubensand ursprünglich später...........

4,40 K,

3,60 „

. 3,50—4,00 K,

6,00 K

kosteten (Bachsand wäre der großen Entfernung wegen auch 14 K gekommen).

An 1 aglöhnen wurde bei 10stiindiger Arbeitsdauer gezahlt: Handlanger 4,00 4,20, Mineure 4,40—5,00, Maurer 6,60—7,00 und Steinmetze 5,80—6,20 K.

Die Ergebnisse der durch die Prüfungsanstalt für hydraulische Bindemittel der Stadt Wien vorgenommenen Untersuchungen über verschiedene Mörtelproben sind aus nachstehenden 2 Tabellen (S. 576) ersichtlich. Statt des Weißkalk-Zementmörtels wurde jedoch bei der Bauausführung in den oberen Teil der Mauer der ursprünglichen Zementmörtel, jedoch 1 :3 und in den obersten 3 m 1 : 4 verwendet.

Die Baukosten des Stauweihers selbst (Talsperre samt allen zugehörigen Objekten) waren laut Kostenvoranschlag präliminiert mit 656000 K. Nach der Ausführung dürften sich diese Kosten nach Angabe der Bauleitung auf rund 800000 K stellen, so daß bei einem maximalen Fassungsraum des Stauweiherbeckens von 6% Mill. m³ pro Kubikmeter Stauraum bloß 13 Heller entfallen, ein so niederer Preis, wie er bei Reservoiren gleicher Größe bisher noch nicht erzielt wurde.

Auf Grund der an dem seit 3 Jahren in der Wagendrisselklamm aufgestellten Überfallwehre mit Pegel gemachten Ablesungen war die kleinste sekundliche Wassermenge 1,50 m³. Das diesem tiefsten Wasserstand entsprechende Niederwasserquantum von 2,0—1,50 sek./m³ fiel in das Jahr 1908 und dauerte 71 Tage.

Als Normalwassermenge wurde für die projektierte Anlage 3 sek./m3 festgesetzt; die Maximalwassermenge, welche durch die Turbinen ausgenutzt werden kann, ist mit 6 sek./m³ bemessen.

Nach den bei verschiedenen ausgeführten hydroelektrischen Anlagen gemachten Beobachtungen arbeiten dieselben nur während der Beleuchtungsstunden mit größter Belastung, während tags- und nachtsüber bedeutend geringere Belastungen auftreten.

Wie vorerwähnt,

Behufs Ausnutzung für die Zeit des Niederwassers kann daher immer ein Teil des zulaufenden Wassers akkumiliert werden, stehen in der Talsperre 5 200000 m³ Wasser für die Zeit des Niederwassers zur Verfügung. Bei täglich 8 Stunden Maximalbelastung der hydroelektrischen Zentrale, während welcher Zeit das Niederwasser von 1500 sl auf 3000 sl zu ergänzen ist, kann das Auslangen auf

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II. Die Stauweiherbauten.

1033

1033

Wien, am 10. September 1912.

1425

1800

1425

Portland Weißkalk

1800

Sand

Gewicht der Materialien pro Liter in Gramm

Wien, am 13. Juli 1912.

Romanzement . .    858

Portlandzement. . 1033 Bausand ....    —

1800

1270

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in Gramm

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gesiebt

Hand

eingefüllt

ein

gerüttelt

Gewicht pro Liter

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Portland Weißkalk Sand

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Erhärtungs

beginn

Mischungsverhältnis

72,00

134,00

Städtischer Baurat.

Alfred Greil,

wasserdicht

Druckfestigkeit | Wasserdurchlässigkeit in kg pro cm2 nach 28 Tagen

bei 3 Atmosphären Wasserdruck

Prüfungsergebnisse

den Zement-Weißkalk-Mörtel.

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bestanden

108,00

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142.25

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Maschensieb

an der Luft

im Wasser

Volumen-beständigkeits-900 I 2500 I 4900 I proben

Abbindezeit

Siebeprobe: Rückstand in °/₀ auf dem

Alfred Greil,

Städtischer Baurat.

140,25

165,00

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Tagen

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Druckfestigkeit in kg pro cm nach

Prüfungsergebnisse

der mit den vom Bau der „Wiestalsperre Hallein« eingesendeten Materialien vorgenommenen Untersuchungen __    un<^ Romanzement von der Firma Gebrüder Leube in Gartenau bei Salzburg und Sand

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Portland

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zement

05    03 OS

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Mischungs

verhältnis

von der Baustelle.

Anmerkung

und zwar Portland-

120 Betriebstage

5200000

8.3600.1,5

und bei 10 Stunden Maximalbelastung noch immer auf

5 200000

10736007^5 = 96 Betriebstage

gefunden werden.

an den

Da aber der kleinste Wasserstand von 1,5 sek./m³ nicht die ganze wasserarme Zeit hindurch eintritt, sondern derselbe sich nur allmählich herausbildet und erfahrungsgemäß nur einige Tage andauert, so wird tatsächlich der Stauweiher sogar längere Zeit ausreichen bezw. werden 120 bezw. 96 Tagen größere Kraftleistungen abgegeben werden können.

Die Betriebswasserentnahme resp. -Zuführung zur Zentrale erfolgt mittels eines rund 1250 m langen Druckstollens mit 4,6 m² Querschnittsfläche, an dessem unteren Ende ein Ausgleichsschacht mit 54 m² Fläche errichtet ist, um event. hydraulische Stöße, welche in der anschließenden eisernen Druckrohrleitung auftreten könnten, unschädlich zu machen.

Nachdem dieser Ausgleichsschacht in festen gewachsenen Felsen zu liegen kommt, wurde nur der unterste Teil mit Quadermauerwerk verkleidet, damit die eisernen Schützen des Sandfanges bezw. des Leerlaufes und jene der zwei eisernen Druckrohrleitungen, welche an diesen Schacht anschließen, gut vermauert und verankert werden können. Der obere Teil des Schachtes, sowie des Druckstollens ist, um event. Wasserverluste, welche durch Felsspalten stattfinden könnten, zu vermeiden, mit einer 15 cm starken Portlandzement-

Betonverkleidung ausgeführt.

Die Leerlauföffnung dieses Schachtes schließt an einen Stollen mit 2,45 m² Fläche an, mittels welchem das Wasser in einen bestehenden Graben, welcher in den Almbach mündet, abgelassen werden kann.

An den Einlaufstellen der Stollen sind gemauerte Portale hergestellt, welche mit Grobrechen versehen sind, um das Eindringen von Holz, Steine, Schotter ctc. zu verhindern.

Um den nötigen Wasserabschluß regulieren zu können, sind im innern der Stollen gemauerte Schleußenanlagen mit eisernen Schützen vorgesehen. Das Aufziehen sämtlicher Schleußen soll von Hand aus erfolgen.

Die Schützen werden mittels zweier Zahnstangen mit Vorgelege bewegt werden, wobei die Windeböcke in den Schützhäusern auf Traversen zu stehen kommen.

Die Gestänge, welche in Abständen von je 8 m in eisernen Führungen gehalten werden, führen längs der Wände der eigens dazu projektierten Schächte, durch welche auch der Zugang zu den Schleusenanlagen erfolgen soll.

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An den Ausgleichsschacht schließen zwei eiserne Druckrohrleitungen an; zu deren Abschluß sind eiserne Schützen bezw. Schieber angeordnet, welche das Zentrale zufließende Wasser zu regulieren haben und mittels welcher im Falle einer Gefahr der Wasserzufluß zur Rohrleitung sofort abgesperrt werden kann.

von ca. 360 m

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Die Druckrohrleitungen von 1500—1200 mm lichter Weite und einer Länge sind aus Flußeisenblech und entsprechend dem hydraulischen

37

Drucke, unter welchem sie stehten, mit 6—12 mm Stärke hergestellt und kontinuierlich bis zur Zentrale vernietet. Beim Ausgleichsschacht und bei der Einmündung in die Zentrale wurden die Rohrleitungen in Betonmauerwerk einbetoniert und an den Bruchpunkten des Gefälles gegen Abheben von den Betonauflagen stark verankert. Im übrigen liegen die Rohrleitungen auf je ca. 4 m Länge auf Betonsockeln auf.

Die Zentrale wurde am Fuße der Unterschmiedbachanhöhe nahe am linken Almbachufer mit der Langseite parallel zum Almbache errichtet, so daß die Rohrleitungen ohne Richtungsänderung ins Turbinenhaus eingeführt werden konnten.

Die Wassergeschwindigkeit in der Rohrleitung ist mit 1,5 m vorgesehen, wodurch in derselben beim Vollbetrieb, d. h. bei einem Wasserkonsum von 3000 sl. ein Druckverlust durch Reibung an den Wänden von h“ = 0,55 eintritt.

Das Bruttogefälle bei vollem Stauweiher ergibt sich aus der Differenz der Höhenkote 553 und den Auslauf im Unterwasser der Turbinen (Kote 467,70) mit 85,30 m.

Das Nettogefälle für die Kraftberechnung ergibt sich daher nach Abzug des Druckverlustes in der Rohrleitung zu 85,30 — 0,55 = 84,75 m.

= 2712 PS. für 3 sek./m:

Als Kraftleistung an den Turbinenwellen resultieren demnach 3000 . 84,75.0,80

75

und für 4,5 sek./m³

4500.84,75.0,80

75

4068 PS.;

es können aber vorübergehend, wenn 4 Aggregate (Turbinen und Dynamos etc.) aufgestellt sind, auch 5424 PS. geleistet werden.

Zur Ausnutzung dieser Kraft sollen vorerst 3 Turbinenaggregate zu je 1366 Pferdekraftleistung an der Turbinenwelle aufgestellt werden und soll das dritte Aggregat als Reserve dienen, falls sich Reparaturen an einem der ersten Aggregate ergeben sollten. Die Turbinen sind nach dem System Francis in Spiralgehäusen projektiert und ist jede derselben mit einem automatischen hydraulischen Geschwindigkeitsregulator versehen und zur Vermeidung von Wasserstößen bei plötzlichen Belastungsänderungen mit einem zwangsläufig sich öffnenden und automatisch schließenden Druckregulierapparat versehen. Die Turbinen sind mit ihren Wellenmitteln 5 m über dem Unterwasser aufgestellt.

Die Tourenzahl der Turbinen ist mit 750 in der Minute projektiert und sind dieselben zum direkten Anschluß an die Elektrogeneratoren mittels starrer Kuppelungen vorgesehen.

Jede der Turbinen erhält eine Absperrvorrichtung beim Anschluß an die Hauptdruckrohrleitung und eine Handreguliervorrichtung für den Fall, daß Störungen an den hydraulischen Regulatoren auftreten sollten.

Die Hauptdruckrohrleitung kann durch Öffnen eines Schiebers zum Zwecke der Untersuchung und bei Reparaturen entleert werden.

Das Hauptgebäude der elektrischen Zentralstation besitzt 38 m Länge, 11,50 m Breite und 8 m lichte Höhe; es enthält zwei gesonderte Räume, von

welchen einer zur Aufnahme von vier Turbinen samt Elektrogeneratoren dient, während der andere Raum zur Aufnahme der elektrischen Schalt- und Transformatorenanlage bestimmt ist.

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Fig. 240. Staudamm am Steinbach bei Schönau a. d. Katzbach bei Hirschberg (Pr. Schlesien).

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Sämtliche Fundamente und Mauerungen für die Turbinen sind in Stampfbeton aus Portlandzement ausgeführt.

An die Zentrale schließt sich der Unterwasserkanal an, welcher das Betriebswasser in den Almbach zurückführt. Die Seitenwände des Kanales sind ebenfalls in Beton ausgeführt und ist die erste Hälfte desselben auch eingewölbt worden.

Anschließend an das Maschinenhaus

ist ein Raum in drei Etagen angeordnet, in deren untersten Etage die Transformatoren für eine Leistung von je 1200 Kilowattampere bei Dauerbetrieb, Übersetzung 5000/25000 Volt, bei 50 Perioden eingebaut sind.

vollständig getrennt, und können auf einem dazu gebauten Wagen unter die Aufzugsöffnung zwecks Demontage gebracht werden.

In der zweiten Etage über den sind die Hauptsammei-

Die Transformatoren sind durch betonierte Zwischenwände voneinander ruhen auf Rädern

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schienengruppe kann mittels eigenen geschaltet werden.

Von den Sammelschienen führen die den Überspannungs- und in der 8. Etage.

Transformatoren schienen für 25000 Volt und die Schalter für dieselben untergebracht. Jede Sammel-der 3 Transformatoren Trennschalter ab-

Leitungen zu

Schutze der Gene-bezw. der

Blitzschutzvorrichtungen

Dieselben sind zum

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und Transformatoren ganzen elektrischen Einrichtung der Zentralstation gegen Überspannung sacht durch atmosphärische Entladungen oder andere Umstände, den neuesten Erfahrungen entsprechend projektier .

Die Beleuchtung der Zentrale ist reichlich angenommen und wird von eigenen Stations-Transformatoren mit Strom versorgt. Von den Überspannungsapparaten führt die Fernleitung durch geeignete Mauerdurchführungen zum Abspannungsgerüste an die Außenseite der Zentrale.

Als Anhang zu den Talsperren Deutschlands folgt noch

g. der Stauweiher am Steinbach

bei Schönau a. d. Katzbach bei Hirschberg (Prov. Schlesien). Dieses für Hoch-wasserretension bestimmte Becken besitzt einen Fassungsraum von 2 Milk m³.

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Fig. 241. Staudamm am Steinbach. Bremsberg.

Als Abschluß war ursprünglich eine Talsperrenmauer in Aussicht genommen und auch eine entsprechend tiefe Fundamentgrube ausgehoben. Erst dieser Aufschluß ergab, daß das anstehende Gebirge: Permkonglomerat, durchsetzt mit roten verwitterbaren Tonschiefer für die Fundierung einer Staumauer ungünstig ist, weshalb das Abschlußwerk als Erddamm ausgeführt wurde.

Fig. 240 zeigt das Profil dieses Dammes mit einer Kronenbreite von 6 m, einer Höhe von 17,6 m über Tarrain und eine größte Wassertiefe bis zum Sohlenstollen von 18,50 m. Die Länge des Dammes beträgt in der Krone gemessen 130 m. Die Kosten dieses von der schlesischen Provinzialverwaltung 1906/11 errichteten Stauweihers betragen 380000 M., so daß pro Kubikmeter Stauraum 19 Pf. — 21 Heller entfallen.

Über der Fundamentgrubensohle ist der Damm lokal 28 m hoch. Zur Dichtung der Sperre wurde weder ein Lettenkern, noch eine separate Brustabdichtung hergestellt, sondern die wasserseitige Böschung bloß abgepflastert.

Hingegen wurde die Profilierung sehr reichlich gewählt und eine sehr sorgfältige Komprimierung des Erdmateriales vorgesehen.

Die zur Anschüttung des Dammes verwendete Lehmerde besteht aus 20—50 °/₀ (im Mittel 40 °/₀) feinem Sand und im Mittel 60°/oTon. Die Lehmgewinnungsstelle liegt ca. 400—500 m von dem Damm entfernt auf einer An höhe, wo die Abgrabung und die Zufuhr zur Verwendungsstelle mittels eines

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Fig. 242. Staudamm am

Steinbach. Benzin-Antom obilwalze.

Bremsberges (Fig. 84» erfolgt. Für das Abgraben und Veriade von 1 K.pper wagen a 0,75 m> (lose ausgeschüttet) wurden 3o Pf. akkord ert.

Dammherstellung stellte sich auf 1,25 M. (1,38 K). Das Matena, j •    40 cm hohen Schichten aufgebracht und mit einer 3 t schwere

wurde in 40 cm no    (Firma ßrunet fils, Maschinenfabrik in

Benzm-Automo 1    ^ 6&()() Fr) (Fig 242). Die Dammkubatur beträgt zirka

7ur Abfuhr des normalen Hochwassers dient ein stets offener Höhe und 2,20 m Breite, mit einer Kapazität von Beim Einlauf ist der Stollen durch

welches in Klinkerziegelmauerwerk

1 m³

Chalon sur Säone,

80000 m³.

Grundstollen von 2,50 m

maximalen Wasserstand. Eisenrohr äf= 900 mim

Q = 8 m³ beim ein 5 m langes

eingeschlossen ist, verschlossen.

Ein zweiter oberer ca. 9,60 m unter der Dammkrone situierter 36 m langer Rohrdurchlaß d = 1450 mm, der durch einen Schieber verschlossen ist, dient als weiteres Entlastungsobjekt.

Als bei jedem Stauweiher notwendiges Sicherheitsventil ist auf der linken Tallehne ein offener Überfall (Fig. 243) eingebaut, welcher für 24 m3 abzuführendes Hochwasserquantum gerechnet ist. Die Länge der abgerundeten Überfallkante, welche auf Kote 282,0 m liegt, beträgt / = 20 m, die normale Überfallwasserhöhe h = 0,60 m. Bei der projektierten Annahme ²/₃ /.i = 0,6 ergibt sich ein Q = 24,7 m³. Die Abflußgerinnsohle liegt 2 m unter der

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Fig. 243. Staudamm am Steinbach. Überfallwehre.

Überfallkante und wird das Hochwasser durch einen 4 m im lichten messenden Durchlaß durch den Damm geleitet und von hier mittels eines Kaskaden-Ab-sturzgerinnes in den Bach geführt (Fig. 244). — Als katastrophale Hochwassermenge aus dem 38 km'² großen Einzugsgebiet wurde Q = 80 m³ angenommen, von welchen bloß im Maximum 24 m³ behufs Entlastung in die Katzbach abgelassen werden sollen.

Als Bauwerkstein für die gemauerten Objekte wurde Porphyr und Diabas verwendet.¹)

VII. Talsperren mit Berücksichtigung der Gewölbewirkung.

Wenn auch unsere europäischen, im Grundriß heute immer bogenförmig angelegten Staumauern als horizontale Gewölbe aus diesem 1 itel eine erhöhte Standfestigkeit besitzen, so wird doch behufs Erzielung der weitgehendsten Sicherheit auf die Gewölbewirkung als solche bei der Berechnung des Profiles gar keine Rücksicht genommen und diese Form den Sperren insbesondere nur deshalb gegeben, weil dadurch die infolge unvermeidlicher Temperatur- und Wasserstandsdifferenzen bewirkten Ausdehnungs- und Be-

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Absturzgerinne des

Fis:. 244. Staiidamm am Steinbach.

Überfallwehres und Auslauf des Gruudstollens.

fener Rißbildungen und Abscherrungsmöglich-

lastungsschwankungen hervorgeru

keiten vermieden werden.    , ,    ,• Y[es[se Materialverschwendung

Die atnerikanisc enfegende, jjdcbed.er«« ^ ^ unbewohnteJ1

unserer ^>pei ienpro e    Bruches solcher Mauern nicht zu fürchten

steilen Tälern d.e F gen mes ™n ^    ein nach unseren Begriffen

haben, gehen rückstchtlic des; Pdiese schwachen Profile nur als

erschreckendes Ita«^-b ^rechnen    die

kurze zwischen festen Felse g P    nseren von 125-250 m haben,

auch sehr klein Krummungsra ten g &    starke Reduktion im Radius und

obwohl jene s gen. ”Klan™spe"    weIche zwischen steilen Felswänden

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eingespannt, aucn zumc gesetzt sind.

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Mauern, welche lediglich als Gewölbe konstruiert sind, können nach

der Navierschen Formel d —

R.t

— gerechnet werden, in welcher bedeutet:

d in Meter = die Stärke der Mauer in einer beliebigen Tiefe T₎

H in Meter = Krümmungsradius, t in Tonnen pro m² = Wasserdruck für obige Tiefe, a in Tonnen pro m² == Inanspruchnahme des Baumateriales.

Mattem hebt als Beispiel den Betonkern in dem Staudamm der Solinger Talsperrenanlage hervor, welcher nach einem Radius R = 50 m gekrümmt und an der Krone b₀ *=> 1 m breit, und einem Wasserdruck von 13 m aus-

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Fig. 245.

Fig. 247.

Litligow-Talsperre.

Fig. 246.

Parkes-Talsperre. Coota mundra-Talsperren.

Beton-Talsperren mit starker Krümmung im Grundriß.

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Fig. 248.

Medlow-Talsperre.

gesetzt ist, in welcher Tiefe der Kern 2 m stark ist. Die Beanspruchung in dieser Wassertiefe berechnet sich auf

R.t 50.13

325 t/m² = 32,5 kg/cm².

Dieser Betonkern, welcher als Dichtung in dem Erddamme des Vorbeckens des Solinger Stauweihers errichtet wurde, wäre also als Gewölbesperre für sich allein imstande, den ganzen Wasserdruck von 13 m aufzunehmen.

Von Typen derartig sehr schwach profilierter Talsperren wären u. a. die in Neu-Süd-Wales (Australien) in neuerer Zeit gebauten Staumauern hervorzuheben, und zwar: die Parkes-, Coota mundra-, Lithgow- und Medlow-Talsperre (Fig. 245—248).

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und

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Die Park es-Talsperre (Fig. 245) ist im Profil trapezförmig gestaltet euerseits geböscht, mit 0,9 m Kronen- und 3,68 m Basisbreite bei 10 2 m Hohe, von welcher die Hälfte auf Fundierungstiefe entfällt.

Die Coota mundra-Sperre (Fig. 246) 14 m hoch, oben 1 m, unten 3,9 m breit, mit vertikaler Luftseite, zu Vs in der Erde liegend, ist nach einem Radius von 76,25 m gekrümmt.

und eine der Basis 7,2 m breit und

an

Die Lithgow-Sperre (Fig. 247) hat eine vertikale Wasserseite geböschte Luftseite, ist an der Krone 1,05 m,

26,3 m hoch.

an

Die M e d 1 o w - Talsperre (Fig. 248) 19,2 m hoch, hat in dem obern 7,5 m hohen Teil durchwegs eine Breite von nur 1,05 m und an der Basis 2,6 m, wobei der untere 11,7 m hohe Mauerteil an der Wasserseite senkrecht, der Luftseite geböscht ist.

Hierher gehört auch die S. 529 beschriebene amerikanische Talsperre im Bärental (Bear Valley).

¹

Intze, Die geschichtliche Entwicklung und der Bau von Talsperren 1906. — Intze, Über die Anlagen von Talsperren bei Reichenberg in Böhmen 1901. — Frank, Über das gleiche Thema (Allgem. Bauzeitung 1902).

²

) In den Jahren 1904—1906 betrug der Abflußkoeffizient 28,54 und 48°/₀.

³

Nach gefälligen, am Bauplatze gegebenen Daten seitens des Lokalbauleiters, Regierungs-Baumeister Wolf.

VIII. Talsperren aus Beton.

Beton als ausschließliches Baumaterial zur Herstellung von Talsperrenmauern wurde bisher in Europa bezw. Deutschland nur bei der Talsperre von Buchwald (1903—1905) verwendet. Gemischt mit Einlage von größeren und kleineren Steinen gelangte diese Durchführungsart bei der Erlaufklausen-Talsperre (an der Mariazeller Eisenbahn in Niederösterreich), welche im Jahre 1910/11 erbaut wurde, auch in Österreich zur Anwendung.

Nur in Amerika und Australien sind einige Talsperren in Beton ausgeführt worden.

wenn er

nicht nur die Kosten hoch hinaufschnellen, sondern die Möglichkeit einer Bildung von Rissen infolge Schwinden des Betons eine größere wird, auch weit wasserdurchlässiger als ein gutes Bruchsteinmauerwerk.

Eine Staumauer in Stampfbeton als Monolith aufgefaßt, besitzt bedeutend weniger Elastizität als ein Bruchsteinmauerwerk. Die wechselnde Beanspruchung infolge der Verschiedenheit des Wasserstandes und der Temperatur der Luft und des Wassers ist ebenfalls eine ungünstigere und ist der Beton, nicht ein zu fettes Mischungsverhältnis aufweist, in welchem Falle

i. Die Talsperre von Buchwald.

Bei dem Baue der Talsperre von Buchwald (bei Liebau in der Nähe von Landeshut [Pr.-Schlesien] gelegen) wurde Beton verwendet, nachdem der dort gewonnene Stein (Konglomerat der Grauwacke) sich als Baumaterial für Bruchsteinmauerwerk nicht eignete.

von 59

Das Staubecken von 2200000 m³ Inhalt wird durch ein Einzugsgebiet km² alimentiert. Die Talsperre (Fig. 249 a) hat eine Gesamthöhe von

der Sohle bis zur Krone von 26,8 m, von welcher jedoch 12 m unter Terrain liegen, daher nur eine größte Wassertiefe von ca. 13 m resultiert.

Die in der Krone 230 m lange Mauer, welche im Grundriß bogenförmig angeordnet ist (R = 250 m), besitzt eine Sohlenbreite von 17,5 m bei einer Kronenbreite von 3,0 m.

Zur Abführung des größten Hochwassers dient ein in der rechten Tallehne in Felsen ausgesprengter Überfall von 50 m Länge und anschließenden kaskadenartigen Überfallgerinne, nebstdem ein in Geländehöhe gelegener, stets offener, im Querschnitt eiförmiger Durchlaß von 3,1 m² Fläche, welcher bei gefülltem Staubecken 30 m³ abzuführen vermag.

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Fig. 249 a. Buchwald-Talsperre (Querprofll).

Fig. 249 b zeigt die Ansicht eines Teiles der Staumauer und des Überfall-Absturzgerinnes. Der Beton wurde in dem Mischungsverhältnis 1:4:8 maschinell erzeugt, wobei als hydraulisches Bindemittel Zement mit ¹/₂ Teil Traßzusatz verwendet wurde und bei den Außenflächen der Zementzusatz etwas vermehrt.

Die Schottersteine hatten entsprechend der Backenweite der Steinbrecher eine Größe im Maximum 8 cm; der Beton wurde mit Maschinen gemischt, das Stampfen erfolgte aus freier Hand.

Dieser Stauweiher dient als offenes Hochwasserschutzbecken und steht daher einen großen Teil des Jahres leer.

Schotter und Sand wurde durch Steinbrecher aus dem lokal vorhandenen Steinmaterial erzeugt, wobei eine Waschung des Schotters, also Reinigung

von etwaigen tonigen Beimengungen, nicht erfolgte. Es zeigte sich, daß eine geringe Beimengung des zwar scharfen, aber tonigen Steinmehles die Festigkeit des Betons, zu den überdies auch ein bestimmtes Quantum eines reinen, groben, scharfen Quarzsandes stets beigemischt wurde, nur erhöht wurde, und ergab derselbe nach 4 Wochen eine Druckfestigkeit von ca. 80 kg.

Die Luftseite der Talsperre ist nicht verputzt, sondern bloß aufgerauht (gestockt), die Wasserseite sollte ursprünglich nur verfugt werden, wurde jedoch nachträglich mit einem abdichtenden Putz versehen.

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Fig. 249 b

. Beton-Talsperre bei Bnetwald. Ta.selt.ge Ansicht n.it d«, OberM-Abs^gerinne.

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Sperrmauer

Ob dieser oberirdisch liegende Teil durch den Einfluß der Atmo-°b Ö ™ p-plitten hat ist mir nicht bekannt; hingegen soll die seitdem g Abstanden vertikale Risse aufweisen, von welchen

feine Haarrisse zeigen.

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wurde. Die mittlere Tagesleistung betrug (bei einem Steinbrecher und einer Betonmischmaschine) ca. 80 m³, die größte 120 m³.

Obwohl die Ausführung einer Talsperre in Beton viel rascher als in Bruchsteinmauerwerk vor sich geht, auch keine so speziell geschulte Mauer beansprucht, so obwalten doch viele Bedenken gegen die ausschließliche Verwendung dieses Baumateriales vor, ohne die Frage der Baukosten hier in Berücksichtigung zu ziehen.

Wenn die örtlichen Verhältnisse die Verwendung von Stein ausschließen sollte und man gezwungen wäre, zu Beton zu greifen, dann dürfte eine Mauerung aus Betonblöcken mit Vermeidung von durchgehenden Fugen, also in Zyklopenverband, vorteilhafter sein, oder aber wären in die normale Betonmasse zahlreiche größere Steine, wenn auch als direkte Mauersteine nicht verwendbar, einzubetten, so zwar, daß das Verhältnis des Betonmörtels zu dem Steinmaterial kein allzu ungünstiges ist.

Gegen eine Verwendung von reinem Betonmauerwerk sprechen heute außer den meist höheren Herstellungskosten die Befürchtungen, betreffs der Wetterbeständigkeit, das Vorhandensein von durchgehenden Fugen, da Schichtenmauerwerk, und endlich die durch den großen Mörtelgehalt mögliche und wahrscheinliche Volums-Unbeständigkeit (Schwindung), also Rissebildung und damit auch Wasserdurchlässigkeit.

Wenn seitens vieler Bauunternehmer die strikte Behauptung vertreten wird, daß Betonhochreservoire von Wasserleitungsanlagen, die also einen Wasserdruck von 1,5—5 m auszuhalten haben, ohne den dicken geschliffenen Portlandzementverputz nicht dicht sein können, was unter Voraussetzung einer tadellosen Betonierung entschieden nicht auf Richtigkeit beruht, wie erst durchlässig müßten von diesen Bauunternehmungen hergestellte hohe Betontalsperren werden, bei welchem eine wasserdichte Putzschichte auf die Dauer den wechselnden Einflüssen der -Atmosphärilien gewiß nicht standhalten dürfte. Während im Zyklopen-Bruchsteinmauerwerk der Mörtelgehalt zwischen 30—40 °/₀ schwankt, beträgt er bei Betonmauerwerk 50 und mehr °/₀, wobei auch noch der größere Ausdehnungskoeffizient des Mörtels gegenüber dem des Steines mit in Berücksichtigung zu ziehen ist.

Bei dem Baue der Erlaufklause, deren Beschreibung folgt, war der Prozentgehalt des Mörtels ein noch größerer.

2. Die Erlaufklause-Talsperre.

Die Erlaufklause-Talsperre in Niederösterreich, einen der Stauweiher des Landes-Elektrizitätswerkes bildend, welche in den Jahren 1908—1911 in Beton ausgeführt wurde, besitzt eine maximale Gesamthöhe von 37 m, normal 34 m, von welchen 7—8 m auf die Fundierungstiefe entfallen. Durch diese Steinmauer wurde ein Staubecken von im Maximum 2670000 m³ geschaffen.

Nachdem sich der dort anstehende Triaskalk und dolomitischer Mergel als direkter Baustein nicht eignete und die Zuführung guten Steinmateriales infolge der großen Entfernung allzu große Kosten verursacht hätte, wurde die Mauer in Beton (1: 8) ausgeführt, in die Betonmasse jedoch — wohl sehr sporadisch, kleinere und größere Steine, die aus den Fundamentaushüben ge-

Wonnen wurden, mit eingebettet, leitung ca. 20«/o auf diese Steine _

und

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entfallen.

und in Lagen senkrechrauf dbf DruddinfeT    eingebracht’ SestamP't

der Oberfläche zahnförmie Gestaltet , aasSefuhrt. welche überdies an vom 30. August 1910 ßfjnn H    ^ ** PhotograPh'Sche Aufnahme

Fie 4, '    , V gmn der Mauerung auf der Luftseite Fig. 250).

(Stand 26. September 4) 1, , *t0n le"J'1W “ Scharen senkrecht zur Drucklinie

Meter SchÜsenWvone20aUt dnenEise"einIage gegeben (Fig. 252), indem alle nilessen von 20-26 mm Durchmesser eingelegt wurden, ferner Flach-

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Fig. 250. Eriaufklause-Stauweiher. Beginn der Mauerung in Beton auf der Luftseite (30. August 1910).

eisen e0/₁₀ mm zur Aufhebung von event. Zugspannungen, nachdem die statische Untersuchung des Mauerprofiles ergab, daß die Drucklinie genau durch das äußere Drittel der Fuge geht.

Hierbei wurde bei der Berechnung als spezifisches Gewicht des Beton

mauerwerkes 2,3 angenommen, welcher Wert jedoch nach den später vorgenommenen Wägungen 2,4—2,5 ergab.

mauer

bei der normalen Höhe von 34 m eine Sohlenbreite von 22,4 m, eine Kronenbreite von 3 m und ist in der Krone 87 m, in der Talsohle 34 m lang.

Die Einbindung des Mauerkörpers in die Felslehnen erfolgte bis 4 m Tiefe. Bei der Konstruktion des Profiles wurde die Eigenschaft dieser Stauais Klamm sperre in Berücksichtigung gezogen. Die Mauer besitzt

Aus dem vorhandenen Triaskalk und Mergel wurde durch eine Stein brechmaschine Schotter in der Größe von 20—25 mm erzeugt und durch eine Sortiertrommel der Sand ausgesiebt. Das Material wurde durch hölzerne Lutten zur Mischbühne vor der Mörtelmaschine transportiert. Die Betonmischmaschine (Schimmelbusch-Wien) erzeugte ca. 80 m³ Beton pro Tag.

Eine Mischung umfaßte 6 Scheibtrüsen Sand und Schotter und 1 Sack Mannerdorfer Zement, welcher dem Verhältnis 1:8 entsprach.

In 1—D/g Minuten wurden 400 1 gemischt, zu welcher Arbeit HP. notwendig waren. Im Durchschnitt wurden täglich 35 m³ Betonmauerwerk hergestellt, wobei am Bauplatz 55 Arbeiter beschäftigt wurden.

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Fig. 251. Erlaufklause-Stauweiher.

Betonierung in Scharen senkrecht auf die Drucklinie (26. September 1910).

Für das Facade-Mauerwerk wurde ein Mörtel von 1 : 3 verwendet.

Die Abbindung des Betonmörtels erfolgte in 1 Tag, die vollständige Erhärtung jedoch erst in einigen Monaten. Die Kosten von 1 m³ fertigem Betonmauerwerk stellten sich auf 26,50 K, wobei der Arbeitslohn (s. Kohle) 14,50 K und der Zement pro 100 kg 6 K kostete. Der Hochwasserstollen besitzt eine Kapazität von 120 m³.

Zur Erzielung einer Wasserundurchlässigkeit des Betonkörpers, sowie besseren Schutz gegen den Einfluß der Atmosphärilien haben die schweizerischen Ingenieure Schatzmann und Kürsteiner an der Wasserseite auch die Anbringung einer 12—15 cm starken Schutzwand aus Eisenbeton anempfohlen, welche in möglichst dichten Beton (etwa mit 400 kg Portlandzement pro m³ Mauerwerk) auszuführen ist.

Die äußere Fläche des Betons sollte mit einem 20—25 mm dicken Überzug aus Mörtel von 1 Teil Zement auf 2 Teile guten körnigen Sand versehen und überdies mit reinem Zement glatt verrieben werden. Diese Schutzwand (Mantel) würde in 12—15 cm Abstand von der Mauer liegend in Entfernungen von 50—60 cm mit Rippen gegen dieselbe abzusteifen und der so entstehende Hohlraum zwischen Mantel und Mauer gut zu entwässern sein, auf welche Weise die Mauer eben dem Einflüsse des Wassers und der Temperatur möglichst entzogen würde.

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Fig. 252.

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Betonierung mit Eiseneinlage.

Der Mantel selbst wäre

schließlich noch mit Dilatationsfugen in ent-welchem Zwecke derselbe in

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sprechenden Entfernungen zu. versehen,^ ^ Mauer durch Eisen zu Tafeln zu teilen wäre    £ Vertikalrippen einzulegen wären. Diese

Smd’ Eisenbetonwan “ ist natürlich bis zur Fundamentsohle idem gewachsenen Fels) hinabzuführen, in welcher auch zur Vermeidung eines Auf-

beständigen Bruchsteinen zu decke ^

.. c^hntywand waren mit 50000 iv projeKuen.

AmfrikT ausgeführten reinen Beton-Talsperren und Be”on wären als Beispiele nachstehende hervorzuheben.

binden

wasserdichte

starken Ver

kleidung aus wetter Die Kosten Von den in solchen in armierten

Die Talsperre von San Mateo (nach einem im Stauraume gelegenen älteren Reservoir mit Erddamm auch Crystal-Springs-Sperre genannt) wurde in den Jahren 1888—1889 von der Spring-Valley-Wasserwerksgesellschaft als Erweiterungsbau der Wasserversorgungsanlage der Stadt San Franzisko errichtet und war ursprünglich mit einer Höhe von 51,8 m bei 53,6 m Basisstärke und 7,5 m Kronenstärke projektiert. Dieselbe wurde jedoch nur bis zur Höhe von 44,5 m ausgeführt. Sie ist mit einem Krümmungsradius von 195 m angelegt und faßt derzeit 91000000 m³. Die Mauerkubatur beträgt 107000 m³. Die mittlere Jahresregenhöhe im Einzugsgebiete¹) beträgt 880 mm, von der durchschnittlich nur 14,5 °/₀ zum Abfluß gelangen. (Hierin sind die Verluste im Reservoir selbst mit eingerechnet.)

Die Mauer wurde ganz in Stampfbeton aus einzelnen Blöcken von 150—200 m³, welche zahnförmig ineinander greifen, hergestellt. Hierbei wurden zuerst immer einzelne freistehende Blöcke in Schalungen eingestampft und nach erfolgter Erhärtung die Zwischenblöcke ausgeführt. Um einen guten Anschluß zu erzielen, wurden die erhärteten Flächen mit der Spitzhaue aufgerauht, mit Drahtbürste und Wasserstrahl gereinigt und mit Zementbrei überzogen. Durch die horizontale und vertikale Verzahnung, welche die Ausbildung durchlaufender Fugen ausschließen, wurde auch tatsächlich eine fast vollkommene Wasserdichtheit der Mauer erzielt.

Das Mischungsverhältnis des Betons betrug 1 Teil Portlandzement,

2 Teile Dünensand und 6x/₂ Teile Steinschlag. Die Mischung erfolgte in maschinell angetriebenen Mischtrommeln.

Bei dem großen Erdbeben im Jahre 1906 soll die Mauer, obwohl dieselbe dem Zentrum des Erschütterungsgebietes ziemlich nahe stand, keinerlei Schaden erlitten haben.

Während die San Mateo-Sperre ein überaus kräftiges Profil besitzt, zeichnet sich die im südlichen Kalifornien in der Nähe von San Diego im oberen Otaytale gleichfalls ganz in Stampfbeton hergestellte Sperre durch ein sehr schwaches, einzig durch seine Bogenform standfähig erhaltenes Profil aus.

Die obere Otay-Sperre hat eine Höhe von 23,5 m, eine Basisstärke von 4,30 m und eine Kronenstärke von 1,22 m. Dieselbe ist auf der Wasserseite vertikal, auf der Luftseite mit treppenförmigen Absätzen mit etwa 0,6 m Vorsprung und einem Krümmungsradius von 107 m angelegt, hat somit bei einer Kronenlänge von rund 110 m einen Zentriwinkel von fast 60°. Mit dieser Sperre wird ein Wasserquantum von 3200000 m³ magaziniert.

Der verwendete Beton bestand aus 1 Teil Portlandzement, 3 Teilen Sand und 5 Teilen Steinschlag von 5—6 cm Durchmesser. Derselbe wurde in Schichten von 15 cm Stärke eingestampft und betrug die Bauzeit des ganzen Objektes nur 90 Tage. Zur Zeit der Besichtigung (durch Dr. Fischer im Jahre 1901) war das im Jahre 1900 errichtete Reservoir noch ganz leer,

J) Die in der Literatur vielfach zu 14 engl. Quadratmeilen angegebene Fläche des Niederschlagsgebietes bezieht sich auf die alte Crystal-Spring-Sperre, jenes der neuen Sperre ist weitaus größer.

da die Jahre 1900 und 1901 einer außerordentlichen Trockenheitsperiode gehörten. Doch soll sich auch diese Sperre in der Folgezeit als ziemlich wasserdicht erwiesen haben.

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Eine ähnliche Konstruktion besitzt eine in der Nähe von Duluth (am Lake superior) ausgeführte Staumauer, welche einen Teil des Abschlußwerkes für eine große Wasserkraftanlage bildet. Dieselbe besitzt bei 18 m Höhe 1,25 m Kronenstärke und ist bei 18 m Kronenlänge im Grundriß mit einem Radius von 30 m angelegt.

Staumauern in armiertem Beton.

aus-

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In den letzten Jahren wurden in Amerika mehrere Stauwehre von beträchtlicher Höhe (bis zu 10 m) in reiner Beton-Eisenkonstruktion geführt (durch die Ambursen-Baugesellschaft, Boston), deren Bauart sich der herkömmlichen in erster Linie dadurch unterscheidet, daß der Wehrkörper hohl angelegt ist. Derselbe hat dreieckigen Querschnitt, ruht auf der längsten Dreieckseite und hat einen wasserseitigen Anzug von ca. 1 : 1. Diese Querschnittsform, welche an sich ein Umkippen ausschließt, wird durch die hohe Wasserlast, welche mit dem Eigengewichte gleichsinnig wirkt, auch gegen eine Verschiebung vollkommen gesichert.

Diese Stauwehre bestehen aus einer armierten Grundplatte, welche gleichzeitig das Sturzbett bildet und deren Unterspülung durch entsprechend tief in den Untergrund eingreifende Herdmauern oder Betonspundwände verhindert wird. Auf dieser Platte erheben sich armierte Strebepfeiler, welche die als armierte Platten ausgeführten wasserseitigen und luftseitigen Eindeckungen tragen. Durch Öffnungen in der Grundplatte, welche mit dem inneren Hohlraume bezw. dem Unterwasser frei kommunizieren, wird auch ein Auftrieb unschädlich gemacht.

Trotz der geringen Wandstärken (25—50 cm) sollen nur ganz geringfügige Wasserausschwitzungen auftreten. Der Hohlraum des Wehrkörpers wurde teils als unterirdische Passage, teils sogar zur Aufstellung von Turbinen und Dynamos verwendet.

Auch in Deutschland wurde durch Ziegler und Schacht bei dem Projekt der Saalesperre zwischen Ziegenrück und Saalfeld die Eisenbetonkonstruktion in Aussicht genommen.

Nachdem dieser Bau jedoch noch nicht durchgeführt wurde, verfügen wir über keine diesbezüglichen praktischen Erfahrungen.

um

Auch die amerikanischen Eisenbetonsperren stehen noch zu kurze Zeit, ein abschließendes Urteil über die Haltbarkeit solcher Konstruktionen überhaupt und für unsere klimatischen Verhältnisse im besonderen fällen zu können.

38

Hervorzuheben ist jedoch, daß bei den Beton- und Betoneisenkonstruktionen, namentlich bei Talsperren, ein ganz außerordentliches Augenmerk auf strengste Untersuchungen über die Volumbeständigkeit des Zementmateriales, die Reinheit des verwendeten Sandes und Schlägelschotters (Stem-schlages) während des ganzen Baues gerichtet werden muß, was in Amerika der Fall sein soll.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Weiter ist zu betonen, daß man in Amerika weitaus sorgloser bei Errichtung dieser Betonsperren, rücksichtlich der mit einem event. Bruche der Mauer verbundenen Gefahr sein kann, weil einzelne dieser Sperren in vollständig unbewohnten, sehr langen Tälern situiert sind, während in Europa nahezu immer mit jedem Ausschluß einer Katastrophe gerechnet werden muß. Auch soll die volle Verantwortung bezüglich der Haltbarkeit der Sperren in Amerika auf die Bauunternehmung übertragen werden.

Von meinem Standpunkte aus würde ich, wie früher bereits betont, bei den bisherigen geringen Erfahrungsdaten über Verwendung des Betons (armiert und unarmiert) eine Verantwortung für höhere Talsperren derzeit nicht übernehmen, sondern für letztere immer noch die übliche Herstellungsweise in Bruchstein-Zyklopenmauerwerk anempfehlen.

III. Die Kanalisation der Ortschaften,

Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung

der Abwässer.

Bearbeitet von

Dr. Robert Christian Fischer,

o. ö. Professor für allgemeinen Wasserbau an der k. k. Hochschule für Bodenkultur in Wien.

Einleitung.

zur dauernden Anhäufung

größerer Mengen organischer Substanzen. Sieht man ab von den einzelt dastehenden und nur

In der freien Natur kommt es nur selten

ganz ver-

von

zur

unter ganz besonderen äußeren Begleitumständen möglichen Bildungen, wie etwa die Entstehung der Guanolager aus den Jahrtausende hindurch aufgehäuften Dejekten der Vogelwelt oder ein Aufbau Torflagern aus den Überresten einer untergegangenen Flora, so findet man, daß die meisten Produkte des tierischen und pflanzlichen Lebens in unmittelbarer Umgebung ihres Entstehungsortes auch wieder ihre Rückbildung Mineralsubstanz erfahren.

Ebensowenig kommt es in der freien Natur zur Bildung von Abwässern im engeren Sinne des Wortes. Wohl erfahren die Regenv/ässer, die sich schon beim Fall durch die Atmosphäre mit gelösten Gasen, mineralischen und organischen Stäubchen, ja selbst mit Kleinlebewesen beladen, in Fortsetzung ihres Kreislaufes durch Abschwemmung und Lösung der mineralischen Bestandteile der Erdkruste, von Stoffwechsel und Zerfallsprodukten der Tier-und Pflanzenwelt, sowie endlich durch die Aufnahme der niederen Lebensformen dieser beiden Reiche eine natürliche Verunreinigung; letztere ist aber selten so bedeutend, z. B. bei der Bildung von Salzlaugen oder dem Austritt von Erdölquellen, daß derart verunreinigte Wässer einen schädigenden oder gar hemmenden Einfluß auf die Abwicklung der Vorgänge in der freien Natur auszuüben vermöchten.

Erst durch das Eingreifen des Menschen erfahren diese Verhältnisse eine gewaltsame Verschiebung. Auch dann noch wird, solange die menschlichen Ansiedelungen schwach bevölkert und zerstreut gelegen sind und Ackerbau die Hauptbeschäftigung der Bewohner bildet, die Menge der produzierten Abfallstoffe immer noch eine recht geringe sein, und wenngleich der auf dem Lande geübte Brauch der Aufsammlung und Wiederverwertung der Rückstände, die sich fast ausschließlich auf die flüssigen und festen De-jekte der Menschen und Haustiere, sowie eine minimale Menge von häuslichen Brauchwässern beschränken, noch nicht allenthalben als wirtschaftlich rationell und hygienisch einwandfrei bezeichnet werden kann — in dieser Hinsicht braucht wohl nur darauf hingewiesen zu werden, mit welcher Konsequenz auf dem Lande Hausbrunnen, Düngerstellen und Jauchegruben in unmittelbarer Nachbarschaft angelegt werden —, so bleiben doch etwaige Übelstände meist auf enge Räume beschränkt und würden sich dieselben wohl auch allenthalben mit einfachsten technischen Mitteln und verhältnismäßig geringem Kostenaufwande vollständig beheben lassen.

Anders stellt sich die Sachlage in jenen Orten dar, die sich unter der äußeren Erscheinung einer rapiden Bevölkerungszunahme, fortschreitender Bebauungsdichte und rasch emporschnellenden Bodenwerten mehr und mehr genötigt sahen, den landwirtschaftlichen Betrieb aufzugeben und sich in erster Linie der gewerblichen und industriellen Produktion und dem Handel zuzuwenden, in den Städten, die sich zu den Zentralen des Verwaltungsapparates und zum Schauplatz des Luxuslebens umgestalteten.

Auf diese Orte konzentriert sich die Zufuhr aus umfangreichen Außengebieten zur Deckung des Nahrungsmittelbedarfes der Bevölkerung und zur Versorgung der Industrie mit Roh- und Zwischenprodukten aller Art, Stoffe, die naturgemäß nicht restlos umgesetzt bezw. verarbeitet werden können. Dort erfolgt die Produktion von Abfallstoffen nach Menge wie Art in ungleich größerem Umfange als in der freien Natur, ihre Aufsammlung hingegen ist selbst für relativ kurze Zeiträume unendlich erschwert, ihre Weiterverwendung an Ort und Stelle vollkommen ausgeschlossen. Hier bleibt nur eine künstliche Entfernung der Unratstoffe der einzige Ausweg, wenn Mißstände vermieden werden sollen, die sich von Behinderungen in der freien Ausnutzung des Raumes, Erschwernissen im Verkehr und Verletzungen des ästhetischen Empfindens bis zu Gefahren für Gesundheit und Leben der Einwohner steigern können.

Bei dem im Laufe der Jahrhunderte nur allmählich vollzogenen Übergange der ländlichen in die städtische Besiedelungsform konnten auch die aus der stetig steigenden Produktion an Abfallstoffen zu gewärtigenden Übelstände nur nach und nach zum Bewußtsein der Bewohner gelangen. Ebenso wie man sich anfänglich begnügte, die häuslichen Brauchwässer und die flüssigen Rückstände der Gewerbebetriebe in die Abzüge der Regenwässer zu entleeren, welch letztere den Straßenzügen meist oberirdisch folgten und sich in den nächstgelegenen Wallgraben oder Flußlauf ergossen, ebenso glaubte man sich der Fäkalien dadurch entledigen zu können, daß man dieselben in Gruben sammelte, deren Inhalt gelegentlich ausgefahren und wenn möglich der Landwirtschaft gegen Entgelt überlassen werden sollte. Und waren die Straßen-und Hofflächen damals nur ausnahmsweise mit einem dichten Pflaster versehen, so daß ohnehin ein nicht unbeträchtlicher Teil der Regen- und Brauchwässer in den Untergrund versickerte, so wurden die Sammelgruben absichtlich undicht hergestellt, um einen großen Teil ihres Inhaltes in den Boden versinken zu lassen und so die Widerwärtigkeiten und Kosten einer oftmaligen Entleerung ihres Inhaltes nach Möglichkeit zu beschränken.

Durch all diese in ihrer Tragweite noch völlig unverstandenen Maßnahmen wurde die grenzenlose Verunreinigung des Untergrundes der Städte hervorgebracht, die vom verseuchten Boden auch auf dessen Wasserschätze übergreifend den Ausgangspunkt von Seuchen bildete, die Jahrhunderte hindurch unausrottbar in regelmäßig auftretenden Paroxysmen die Bevölkerung dezimierten.

Erst um die Mitte des XIX. Jahrhunderts beginnt sich die seit den Zeiten des Altertums wieder in Vergessenheit geratene Bedeutung der Versorgung der Städte mit reichlichen Mengen guten Wassers neue Anerkennung

zu schaffen, und mit ihr die Erkenntnis der Wichtigkeit einer raschen und gründlichen Entfernung der Abfallstoffe für die Schaffung hygienischer Zustande. In dieser Ära der Einführung zentraler Wasserversorgungen steigert sich der Wasserverbrauch für häusliche und öffentliche Nutzungen auf ein Vielfaches, und eiheischt derselbe gebieterisch die Erstellung rationell angeordneter Entwässerungsanlagen. Die Ausnutzung der Dampfkraft in Industrie und Verkehrswesen erweckt neue Fabrikationszweige, erschließt Pi oduktions- und Absatzgebiete und übt eine mächtige Rückwirkung auf eine Vergrößerung der Menge, sowie die zunehmende qualitative Verschlechterung der Industrieabwässer; die wissenschaftliche Medizin stellt die wahre Natur, sowie die Verbreitungsursachen einer Anzahl der verheerendsten Volksseuchen fest, und eine sich der Allgemeinheit bemächtigende Bakterienfurcht spornt die städtischen Verwaltungen an, Langversäumtes nachzuholen, die Sanierung der Städte mit allen Kräften und Mitteln zu betreiben.

neue

Aus diesem Drange heraus entsteht die Tendenz, nicht nur die eigentlichen Abwässer raschestens aus dem Weichbild der Städte abzuleiten, sondern denselben auch alles das, was durch die Schwemmkraft des Wassers nur irgendwie beweglich gemacht werden kann, mit anzuvertrauen, vorerst ohne jegliche Bedachtnahme auf die traurigen Folgeerscheinungen, welche sich in den zu natürlichen Rezipienten der städtischen und industriellen Effluvien degradierten Flußläufen abspielen mußten.

Durch eine unglückliche Verkettung äußerer Umstände sieht sich die Landwirtschaft nicht veranlaßt, gegen den Entgang von Pflanzennährstoffen, der durch die Abschwemmung der Fäkalien verursacht wird, energische Stellung zu nehmen. Die Verarmung des Bodens durch fortgesetzten Raubbau, das von Justus von Liebig als drohend hingestellte Schreckgespenst, zerfließt mit dem Momente der Entdeckung der südamerikanischen Salpeter-und Guanolager, der Erschließung der Staßfurter Kalisalzlagerstätten, der Einführung des Thomasprozesses im Hüttenbetriebe und der Ammoniakgewinnung bei der Steinkohlengaserzeugung. Diese noch als unerschöpflich geltenden Bezugsquellen bequem zu handhabender und sicher wirkender Düngemittel lassen die in den städtischen Abwässern nur in stärkster Verdünnung dargebotenen Pflanzennährstoffe um so entbehrlicher erscheinen, als die von England herüberdringende Kunde über die vielfach unter recht ungünstigen äußeren Umständen unternommenen Versuche zur landwirtschaftlichen Ver-

Wertung der Abwässer keine zur Nachahmung besonders aneifernde wirtschaftliche Erfolge aufweisen.

nur

der Ortschaften allein das Abwasserproblem nicht gelöst, sondern lediglich der Sitz des Übels an einen anderen Ort verlegt worden sei.

Die Klagen der Fischer, die sich unter der Neuordnung der Dinge geschädigt sehen, verhallen ungehört; im allgemeinen Aufschwünge

Während das Assanierungswerk in den Städten rüstig vorwärtsschreitet und in der Herabsetzung der Zahl der Erkrankungen und Todesfälle durch Cholera, Typhus, Dysenterie u. dergl. seine segensreiche Wirkung äußert, verschlechtert sich der Zustand der Vorfluter von Jahr zu Jahr, und wieder allmählich ringt sich die Überzeugung durch, daß mit der Kanalisation

zuerst wird die wirtschaftliche Bedeutung der Flußfischerei unterschätzt und nicht beachtet, daß es sich hier nicht bloß um einzelne handelt, die sich in ihrer Existenz beeinträchtigt fühlen, sondern gleichzeitig auch um die Warner vor einer Gefahr, die, wenn nicht Einhalt geboten wird, früher oder später auch die Allgemeinheit bedrohen muß.

Leider fehlte eben zur Zeit des ersten Auftretens der Anzeichen einer zunehmenden Verunreinigung der Gewässer noch die Erfahrung, um diese Erscheinung für die Zukunft symptomatisch zu deuten, denn es ist eine erst in der allerneuesten Zeit gewonnene Erkenntnis, daß zu den Agentien, welche an der endgültigen natürlichen Umsetzung aller organischen Stoffe Anteil nehmen und die speziell in den Flüssen die als „Selbstreinigung“ be-zeichnete Arbeitsleistung vollbringen, auch gewisse Organismengruppen gehören, die nur unter ganz bestimmten äußeren Umständen ihre volle Aktivität entfalten können. Diese machen aber sofort anderen, nicht mit demselben Leistungsvermögen ausgestatteten Lebewesen Platz, wenn der Verschmutzungsgrad eine gewisse Grenze überschreitet. Bedarf es somit stets einer mehr oder minder langen Zeit, bis der Kräfteüberschuß eines reinen Gewässers aufgezehrt ist, so erfolgt andererseits eine rapide Verschlechterung, wenn erst einmal jene Grenze erreicht ist, denn mit der Abnahme der Zahl und der Herabsetzung der Leistungsfähigkeit der vorhanden bleibenden Individuen nimmt naturgemäß nicht nur deren Arbeitsleistung ab, sondern es vergrößert sich auch der unverarbeitet bleibende Rest, der dann im Verein mit neu hinzutretenden Schmutzstoffen seinerseits neuerlich zur Verschlechterung der Existenzbedingungen beiträgt.

Dieses Verhalten erklärt ungezwungen die wiederholt beobachtete Tatsache einer mit geradezu unheimlicher Geschwindigkeit fortschreitenden Verschlechterung des Zustandes eines Gewässers, das vielleicht Jahrzehnte hindurch ein hohes Selbstreinigungsvermögen aufwies, bis endlich durch die allmählich anwachsende Belastung mit Abwässern die Grenzen seiner natürlichen Leistungsfähigkeit überschritten wurden und der Wasserlauf seine wertvolle Eigenschaft plötzlich verloren zu haben scheint.

Aus denselben Gründen bedarf es stets einer recht langen Zeit, bis ein einmal verschmutztes Gewässer nach Durchführung einer Entlastung zu seinem ursprünglichen natürlichen Reinheitsgrade zurückkehrt.

Und heute scheint es schon hoch an der Zeit, nicht nur einem Weiterumsichgreifen einer Flußverunreinigung energisch Einhalt zu gebieten, sondern auch die Wiederherstellung der natürlichen Verhältnisse planmäßig in Angriff zu nehmen.

Die Schwierigkeiten, den steigenden Wasserbedarf der Städte, Ortschaften und Industrieunternehmen zu decken, wachsen fortwährend; besonders im Flachlande, wo ergiebige Quellen selten auftreten, das verfügbare Grundwasser quantitativ unzulänglich oder qualitativ ungeeignet, die Anlage von Talsperren zur Aufspeicherung von Tagewasserabflüssen aus unbesiedelten Einzugsgebieten unmöglich ist, sieht man sich vielfach genötigt, zu dem lange Zeit verschmähten, inzwischen aber nichts weniger als besser gewordenen Flußwasser seine letzte Zuflucht zu nehmen. Zwar ist es möglich, unter

Einhaltung von besonderen Vorsichtsmaßregeln und hohem Aufwande an Betriebskosten auch diese Wässer in einen hygienisch einwandfreien Zustand überzuführen; appetitlich hingegen kann ein derart nie sein.

gewonnenes Wasser

Errichtung von

zur

wasser-

Auch andere Gewässernutzungen drängen dazu, der Reinerhaltung der Flüsse die größte Aufmerksamkeit zuzuwenden. Ein harter Konkurrenzkampf zwischen den einzelnen Industriegebieten zwingt sowohl nach einer Verbilligung dei Transporte der Rohprodukte als auch nach weitestgehender Herabsetzung der Kosten der Betriebskräfte Umschau zu halten. So steht den großen Flüssen eine vollständige Umgestaltung zu den Hauptarterien eines sich stetig weiter verästelnden Systems von Wasserstraßen bevor, die ihrerseits aus den kleineren Seitengewässern gespeist werden, und was sich vom Rinngefälle nur irgendwie erübrigen läßt, bleibt Wasserkraftanlagen ausersehen, nachdem das Problem der Fernleitung der Energie in Form elektrischer Ströme eine wirtschaftliche Lösung gefunden hat. Durch Anlage mächtiger Stauseen, für die die kulturfernen Gebirgsschluchten allein nicht mehr genügen, sondern selbst die Haupttäler reicher Flüsse abgedämmt werden müssen, sucht man das natürliche Regime der Gewässer der vollständigen Beherrschung durch Menschenhand zu unterwerfen, und mit der dauernden Aufrechterhaltung der Mittelwasserführung der Flüsse, den gleichsinnigen Interessen der ökonomischesten Wasserkraftausnutzung, der Schiffahrt und der Landeskultur entgegenzukommen. Hier würden mit der Einleitung von Abwässern in die in einzelne Staustufen mit träger Wassererneuerung zerlegten Wasserläufe gröbliche Mißstände hervorgerufen, indem einerseits die Ausscheidung der Sinkstoffe durch Sedimentation begünstigt, andererseits aber die Spülung des Flußschlauches durch die Hochwässer, die manchen offenen Fluß in regelmäßigen Intervallen von gefahrdrohenden fäulnisfähigen Schlammablagerungen befreien, in Wegfall kommen würde.

Dieser Ausblick auf die modernen wasserwirtschaftlichen Bestrebungen zeigt, daß allenthalben aus der Verunreinigung der Gewässer durch Abfallwässer Übelstände zu befürchten sind, die der Realisierung manches Projektes fast unüberwindliche Schwierigkeiten entgegenstellen.¹)

dem Weichbilde der Ortschaften aus

Im vorstehenden wurde begründet, daß eine rasche und vollständige Entfernung der Abwässer aus

i) Um diese Ausführungen durch ein konkretes Beispiel zu illustrieren, mögen hier in Kürze die Schwierigkeiten skizziert werden, mit denen die Stadt Breslau derzeit zu kämpfen hat. Breslau reinigt seit Jahren seine gesamten Abwässer auf ausgedehnten Rieselfeldern, da die kanalisierte und einen lebhaften Schiffahrtsverkehr aufweisende Oder nicht fähig wäre, die Kanalwässer der bei 500 000 Einwohner zählenden Stadt ungeschädigt aufzunehmen. Die von Jahr zu Jahr bedenklicher werdende Verschmutzung, die die Oder im oberschlesischen Industriegebiete erfährt, veranlaßte nun die Stadt, die früher mit filtriertem Oderwasser versorgt war, das Flußwasserwerk aufzulassen und zur Grundwasserversorgung überzugehen. Die bekannte, im Kapitel Wasserversorgung dieses Handbuches bereits besprochene Mangankatastrophe zwang aber, vorerst das Flußwasserwerk wiederum in Betriebe zu nehmen.

hygienischen, wirtschaftlichen und ästhetischen Gründen unbedingt vorge-nommen werden muß, daß aber auch andererseits die Unterbringung der Abwässer in den Wasserläufen die Lösung einer Reihe hochwichtiger wasserwirtschaftlicher Fragen, wie Trink- und Nutzwasserversorgung, Kanalisierung der Flüsse, Speisung von Schiffahrtskanälen, Ausnutzung der Wasserkräfte beträchtlich erschwert, den Bestand der Flußfischerei vielfach sogar vollständig vernichtet. Es muß demgemäß auch die Frage aufgeworfen werden, ob nicht etwa eine Beschränkung der Abwässerproduktion nach gewissen Richtungen hin möglich wäre und hierdurch schon eine erhebliche Entlastung der Vorfluter, sowie der etwa vorzuschaltenden Reinigungsanlagen erzielt werden könnte.

Hiermit soll selbstverständlich nicht gegen die Anlage von Kanalisationen, sondern lediglich gegen den Brauch, alles nur irgendwie Abschwemmbare in die Kanäle einzuleiten, Stellung genommen werden.

Betrachtet man von diesem Gesichtspunkte aus die Regenwässer, deren Verunreinigung in engster Beziehung steht zum Verschmutzungsgrade der Auffangflächen, von denen wieder Straßen und Plätze einen ganz bedeutenden Prozentsatz ausmachen, so zeigt sich sofort, daß durch den ja auch aus rein verkehrstechnischen Rücksichten anzustrebenden dichten und gegen Abnutzung widerstandsfähigen Ausbau der Fahrbahnen und Gehwege, sowie insbesondere durch eine gründliche Straßensäuberung eine keineswegs unerhebliche Verminderung der mit jedem Regenfall zur Abschwemmung gelangenden Unratstoffe erzielbar wäre. Ein Teil der letzteren, vornehmlich Sand und der spezifisch schwere mineralische Straßendetritus, gelangt schon in den Schlammfängen der Straßeneinläufe sowie in den Kanälen selbst zur Wiederablagerung und muß aus diesen schwer zugänglichen Räumen mit großen Kosten entfernt werden. Der feinere mineralische und organische Schlamm, sowie alles Lösbare, also gerade die Stoffe, die durch ihre Zersetzbarkeit besonders lästig werden, erreichen direkt die Vorflut, vielfach schon durch die Regenauslässe, oder bilden eine schwere Belastung der Kläranlage. (Beispielsweise entfernt die Stadt Paris, die bei reichlicher Nutzwasserversorgung geradezu regelmäßige Straßenwaschung betreibt, alljährlich aus den Kanälen selbst ca. 30000 m3 Sinkstoffe mit einem Kostenaufwande von rund ¹ji Mill. Fr., d. i. ca. 8 Fr./m³, sowie aus den auch nur die allergröbsten Sinkstoffe aufhaltenden Vorklärbecken der Pumpstation von Clichy weitere 70000 m³. Es entfallen somit bei einer Zahl von 2700000 Einwohnern pro Kopf und Jahr 11 + 26 = 37 1 grober Sinkstoffe. Berlin mit 2000000 Einwohnern und einer sorgfältig ge-handhabten trockenen Straßenreinigung hat hingegen bloß einen Anfall von ca. 15000 m³, d. i. pro Kopf und Jahr ca. 8 1. Wien, das noch ein bedeutendes Areal ungepflasterter Straßen aufweist und mehrere Stadtbäche in die Kanalisation einleiten mußte, fördert pro Kopf und Jahr ca. 13,5 1 Sand und Schlamm aus den Kanälen.)

Es muß daher auch schon aus rein wirtschaftlichen Gründen zweckmäßiger erscheinen, derartige nicht unbedingt abschwemmungsbedürftige Stoffe in trockenem bezw. angefeuchtetem Zustande regelmäßig und möglichst vollständig von der Straßenoberfläche abzusammeln und definitiv zu beseitigen,

als dieselben m die Kanäle gelangen zu lassen und später wieder aus diesen selbst aus dem Kanalwasser oder dem Vorfluter mit zumeist höheren Kosten zu entfernen.

wenn

Weniger ließe sich hingegen bezüglich der Menge und Beschaffenheit der Brauch- und Wirtschaftsabwässer erzielen, obwohl auch diesbezüglich durch die modernen Bestrebungen für rationelle Abfuhr, Unterbringung und Wiederverwertung des Hausmülls manche Entlastung der Kanäle zu erwarten steht. Am schwierigsten und auch wohl kaum allgemein entscheidbar stellt sich die trage bezüglich der Fäkalieneinleitung in die Kanäle. Für mittlere und grobe Städte wird die Fäkalieneinleitung wohl auch fürderhin die rationellste Lösung dieses Teiles des Assanierungsproblems bleiben, auch mit Bedauern zugegeben werden muß, daß hierdurch der Landwirtschaft große Mengen von Pflanzennährstoffen entzogen werden. Für kleinere Gemeinwesen, insbesondere aber in Einzelansiedelungen kann das Abfuhrwesen mit den vervollkommneten Sammel- und Transporteinrichtungen sowohl in sanitär als auch ästhetisch einwandfreier Weise bewerkstelligt werden und gleichzeitig ökonomische Vorteile gewähren.

Manche bedeutsame Änderung könnte schließlich in der Art der Erzeugung industrieller Abwässer platzgreifen. Gerade die Industrie hat die längste Zeit hindurch, auf ihre umfassende Bedeutung für den Aufschwung im Erwerbsleben pochend, sich selbst nur die allernotwendigsten Beschränkungen auferlegt und erst in der allerneuesten Zeit begonnen, von dem früher allen Bestrebungen zur Reinerhaltung der Gewässer gegenüber eingenommenen schroff ablehnenden Standpunkte abzugehen. Besonders auf industriellem Gebiete wird sich eine Scheidung zwischen eigentlichen Abwässern und Abfallstoffen, die auch auf anderem Wege beseitigt werden könnten und lediglich aus Billigkeits- und Bequemlichkeitsrücksichten zur Abschwemmung gebracht werden, mit Erfolg vornehmen lassen. Von alten Anlagen sind allerdings derartige Betriebsumgestaltungen nur schwer zu verlangen, ja oft auch technisch kaum durchführbar. Anders bei Neueinrichtungen, bei denen ohnehin schon mehr darauf geachtet wird, Örtlichkeiten aufzusuchen, die an sich die unschädliche Beseitigung aller produzierten Abfallstoffe erleichtern.

zeugung

einer unverkennbaren Notwendigkeit auch noch manche Willkürlichkeit

In diesem einleitenden Kapitel wurde wiederholt auf den genetischen Unterschied zwischen natürlichen Wasserverunreinigungen und den eigentlichen Abwässern hingewiesen und dabei auch hervorgehoben, daß der Er-und Unterbringung der Abwässer, so wie sie heute erfolgt, neben

innewohnt.

Es ist von größter Wichtigkeit, daß der Ingenieur sowohl als Projektant wie auch als technischer Beirat der Behörden diese allgemeinen Beziehungen klar überblicke und bei allen seinen Maßnahmen voll würdige. Scheinen dieselben doch den Weg zu weisen, auf dem in dem stets neu entbrennenden Streite zwischen den Rechten und Pflichten der Abwässerproduzenten einerseits, sowie den Interessenten an der Reinerhaltung der Wasserläufe andererseits eine dem gemeinsamen Besten angepaßte Verständigung erzielt werden kann.

A. Kanalisation der Ortschaften.

I. Vorerhebungen.

Zu den für die Projektsverfassung erforderlichen Vorarbeiten gehört in erster Linie die Durchführung eines genauen Nivellements, das über das gesamte Ortsgebiet und die etwa nach demselben entwässernden Außengebiete auszudehnen ist. Dieses Nivellement wird in eine Kopie des Katastral-Stadt-planes eingetragen, auf der auch die in Aussicht genommene zukünftige Verbauung ersichtlich zu machen ist. Neben der Terrainoberfläche sind auch die Kellertiefen, der Grundwasserspiegel und dessen Schwankungen, sowie etwa bereits vorhandene Kanäle in das Nivellement einzubeziehen, ferner die Nieder-, Mittel- und 1 lochwasserstände des als Vorfluter in Aussicht genommenen Gewässers, sowie die Stauanlagen in dem letzteren. Weiter sind Erhebungen anzustellen über die geognostische Beschaffenheit des Untergrundes, soweit dieselbe mit Rücksicht auf die maximale Kanalisationstiefe in Betracht kommt, über die Art des Straßenausbaues, Verbauungsdichte, Bevölkerungsdichte, Kulturgattung der Außengebiete.

Auf Grund des zu konstruierenden Schichtenplanes und der erhobenen Wasserscheiden des Stadtgebietes wird sowohl die Größe des gesamten Niederschlagsgebietes als auch die Ausdehnung der einzelnen, den verschiedenen Straßenkanälen, Haupt- und Nebensammelkanälen zuzuordnenden Entwässerungsgebiete bestimmt werden können.

Eine weitere wichtige Vorfrage bezieht sich auf die Wahl des Kanali-sationssystemes.

II. Wahl des Kanalisationssysteines.

Je nachdem, ob mit der Anlage einer Kanalisation die geregelte Ableitung sämtlicher Abwässerkategorien angestrebt wird oder lediglich die am stärksten verunreinigten, nämlich die häuslichen Brauchwässer mit oder ohne Fäkalien, sowie die Industriewässer zum unterirdischen Abflüsse gelangen sollen, spricht man von einer Vollkanalisation oder von einer Teil-kanalisation. Den verschiedenen Durchführungsarten kommen naturgemäß spezifische Vorzüge und Nachteile zu.

Eine auf die Ableitung der häuslichen und industriellen Abwässer beschränkte Teilkanalisation verursacht erheblich geringere Anlagekosten sowohl für das allgemeine Kanalnetz, als auch für die Hausanschlüsse. Die Kanäle funktionieren unbeeinflußt von der Größe der Niederschläge, Notauslässe werden überflüssig und entfällt hiermit auch die Gefahr einer Verunreinigung des Vorfluters innerhalb des Ortsgebietes. Eine zur Erreichung der Vorflut event. erforderliche mechanische Wasserhebung, sowie die Unschädlichmachung der Abwässer der Teilkanalisation läßt sich, weil auf ein kleineres Wasserquantum beschränkt, mit geringeren Anlage- und Betriebskosten durchführen. Hingegen läßt die Teilkanalisation alle jene Übelstände wreiter-bestehen, die mit einer oberirdischen Ableitung der Meteorwässer verbunden sind. Die Rinnen für die Einleitung der Dach- und Hofwässer in die den

Die Anlage einer Teilkanalisation wird daher meist nur als halbe Maßregel gelten können. In kleinen Ortschaften mit geringem Straßenverkehr und namentlich dort, wo offene Wasserläufe das Ortsgebiet durchziehen und ein angemessenes Terraingefälle eine rasche Ableitung der Meteorwässer unterstützt, mögen die hervorgehobenen Nachteile der Teilkanalisation wohl noch in Kauf genommen werden können. Größere Gemeinwesen hingegen werden sich meist zum Ausbau einer Vollkanalisation entschließen müssen. Letztere kann nun wieder so durchgeführt werden, daß das zur Aufnahme der Brauch- und Industriewässer dienende Kanalnetz durch ein zweites ebenfalls unterirdisch verlegtes Leitungsnetz für die Abfuhr der Meteorwässer ergänzt wird, Trennsvstem, oder aber daß ein einziges für die gemeinsame Ableitung sämtlicher Abwasserkategorien bestimmtes Kanalnetz erstellt wird, Misch- oder Sammelsystem. Die vielfach gebräuchliche Bezeichnung „Schwemmkanäle“ wird derzeit meist nur für jene nach dem Sammeloder Trennsystem ausgebauten Anlagen angewendet, in denen die menschlichen Dejekte mit abgeschwemmt werden.

Naturgemäß sind Vollkanalisationen wesentlich kostspieligere Anlagen als Teilkanalisationen, ihre Vorzüge den letzteren gegenüber aber auch ganz unverkennbar. Hingegen läßt sich der Jahrzehnte hindurch geführte Streit über die Vorzüge und Nachteile zwischen Trennsystem und Sammelsystem angesichts der großen Zahl der in jedem Einzelfalle maßgebenden Faktoren kaum allgemein entscheiden. Insbesondere werden die letzteren für die Mehroder Minderkosten des einen der beiden Systeme bestimmend.

fluter noch

Wässerhebung nur auf die quantitativ weit zurücktretenden Bruchwasserbeschränken. Ähnliches gilt bezüglich der Anlagen für die Un-Als Nachteile des Trennsystems sind die

Als ein besonderer Vorzug des Trennsystemes muß gleich wie bei der Teilkanalisation hervorgehoben werden, daß Notauslässe für die Brauchwasserkanäle entfallen und höchstens für die Regenkanäle in Betracht kommen. Vielfach ist es möglich, die Regenwässer selbst einem hochgelegenen Vor-mit natürlichem Gefälle zuzuführen und hiermit die mechanische

mengen zu

schädtiCfimachung der Abwässer, bautechnischen Schwierigkeiten der Unterbringung und Ausführung des ge-bei den oftmals recht beschränkten Straßenbreiten ferner auch die Notwendigkeit einer steten Kontrolle Einleitung der Hauswässer bezw. Regenwässer

trennten Kanalnetzes geltend zu machen, bezüglich der separaten (namentlich jener der Hofflächen) in das zustehende Kanalsystem.

Vorteil der

Bürgersteigen entlang ziehenden breiten und tiefen Rinnsteine diesen

zusammen dauernde Verkehrserschwernisse.

bilden mit

Dieses oberirdische Leitungssystem bedarf einer aufmerksamen Reinigung, wenn die in ihm auftretenden Ablagerungen keinerlei Anlaß zu Belästigungen ergeben sollen, auch entfällt die Möglichkeit einer natürlichen Spülung des unterirdischen Kanalnetzes durch die Regenwässer, ein Moment, das

um so schwerwiegender wird, je geringer die der Ortschaft zur Verfügung stehenden Nutzwasser-mengen sind.

Demgegenüber bietet das Sammelsystem den nicht zu unterschätzenden Einheitlichkeit dar: Bautechnische Schwierigkeiten ergeben sich

hier aus der großen Tiefenlage des ganzen Systemes, Übelstände aus der Notwendigkeit Notauslässe anzuordnen, sowie Wasserhebung und Reinigung, wo eine solche erforderlich wird, einem der Menge nach überaus wechselnden Zuflusse anpassen zu müssen.

III. Bestimmung der abzuführenden Wassermengen, i. Brauchwässer und Industrieabwässer.

Die Brauchwässer setzen sich zusammen aus den in den Hauswirtschaften für die Zwecke des Kochens, Waschens und Badens zur Verwendung gelangten Wässern. Der Menge nach entsprechen die Brauchwasserabflüsse ungefähr dem aus den Wasserversorgungsanlagen für den Hausbedarf entnommenen Wasserquantum, und ist dasselbe daher dort, wo nur Einzelwasserversorgung aus Hausbrunnen u. dergl. besteht, weit geringer als in Orten mit zentraler Wasserversorgung. Die Brauchwasserproduktion unterliegt ähnlichen täglichen und jahreszeitlichen Schwankungen wie der Wasserverbrauch selbst, und muß daher damit gerechnet werden, daß der sekundliche Maximalabfluß ungefähr 2—2,5 mal so stark wird, als der mittlere Abfluß-Durch Zuleitung der menschlichen Ausscheidungen (Fäces und Harn) findet nur eine ganz geringfügige Vergrößerung des Abflußquantums statt. Letzteres kann etwa wie folgt veranschlagt werden:

Einwohnerzahl

Brauchwasserabfluß in Sek.-Liter pro Hektar bei einem Wasserverbrauch pro Kopf und Tag von

pro Hektar

50

100

150

Mittel

Maximum

Mittel Maximum

Mittel Maximum

50

100

200

300

400

CO CO CVJ CO l'~L 7—4 r—*

cf cf cf cf cf

lO    o    o    o    o

iO    O    io    o

H    co    Ttf    <X>

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co en t# co oo

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Der ßrauchwasserabfluß bleibt sonach selbst bei dichter Besiedelung und hohem Wasserkonsum immer noch recht gering. Die Beschaffenheit der Brauchwässer wird bei Besprechung der Reinigung und landwirtschaftlichen Verwertung der Abwässer noch des näheren behandelt werden.

Bezüglich der Menge und Zusammensetzung der Industrieabwässer muß auf Spezialwerke¹) verwiesen werden.

b Dr. J. König, Die Verunreinigung der Gewässer. Berlin 1899. Verlag von J. Springer. — Dr. F. Fischer, Das Wasser, seine Verwendung, Reinigung und Beurteilung. Berlin 1902. Verlag von J. Springer. — Dr. Häfcke, Städtische und Fabrikabwässer. Wien 1901. Verlag von A. Hartleben. — Dr. C. Weigelt, Unsere

Grundwasser gelangt nur ausnahmsweise in den Kanälen selbst Ableitung und können die hierbei in Betracht kommenden Quantitäten auf Grund spezieller örtlicher Erhebungen festgestellt werden.

zur

nur

2. Regenwasser.

wasser-

Zur Bestimmung der durch Kanäle abzuführenden Niederschlags mengen reicht die Kenntnis der örtlichen Tagesregenmengen nicht aus, da die Kanäle durch die zumeist wohl nur kurzen, hinsichtlich ihrer sekundlichen Ergiebigkeit aber weit stärkeren Platzregen vielfach eine wesentlich ungünstigere Beanspruchung erfahren als durchTDauerregen.

Neben Intensität und Dauer derartiger Starkregen ist aber stets auch noch ihre Häufigkeit in Betracht zu ziehen. Denn es wäre aus wirtschaftlichen Gründen zumeist unrationell, das gesamte Kanalsystem so zu dimensionieren, daß selbst die stärksten Gußregen voll aufgenommen und rasch abgeführt werden könnten, ohne Rückstauungen oder Überflutungen hervorzurufen. Aufgabe des projektierenden Ingenieurs bleibt es daher, von Fall zu Fall zu erwägen, ob und innerhalb welcher Grenzen ein Mehraufwand für die Anlage leistungsfähigerer Kanäle berechtigt erscheint, um die aus solchen zumeist nur kurze Zeit andauernden Überflutungen hervorgehenden schädlichen Rückwirkungen auf die sanitären Verhältnisse des Entwässerungsgebietes, Verkehrsbehinderungen oder Beschädigungen von Bauanlagen hintanzuhalten.

Eine exakte technisch-ökonomische Lösung des Problemes setzt langjährige ombrographische Aufzeichnungen voraus, Unterlagen, die namentlich für kleinere Ortschaften wohl nur selten zur Verfügung stehen werden. Dementsprechend mag hier bezüglich der Auswertung solcher Daten lediglich auf die einschlägige Spezialliteratur¹) verwiesen werden.

mann

„Die Niederschläge in den norddeutschen Stromgebieten“ (Berlin 1906, Verlag von D. Reimers, 3 Bände) niedergelegt sind. Angesichts ihrer besonderen

Fehlen ombrographische Aufzeichnungen, so werden wohl auch schon die allgemein nachgewiesenen Beziehungen zwischen Intensität und Dauer von Starkregen wertvolle Anhaltspunkte für die Projektsaufstellung bieten können. Als grundlegend können hier für die Arbeiten von Prof. Dr. G. Hell-— Berlin angesehen werden, welche in dem umfangreichen Werke:

Berlin 1904. Verlag von

natürlichen Fischgewässer etc. Stuttgart 1900. Verlag von E. L lmer. Derselbe, „lAssainissement et le Repeuplement des Rivieres“.

C. Heymann. — Dr. J. Ohlmüller und Dr. O. Spitta, Die Untersuchung und Beurteilung des Wassers und Abwassers. Berlin 1910. Verlag von J. Springer.

wasser.

Dr. J. Tillmans, Wasserreinigung und Abwasserbeseitigung. Halle a. S., 1912. Verlag von W. Knapp. — Dr. M. Rubner, Handbuch der Hygiene, Wasser und Ab-Leipzig 1911. Verlag von S. Hinzel. n Dipl.-Ing. Th. Heyd, Die Berechnung städtischer Kanalisationsanlagen unter Zugrundelegung von Regenfällen verschiedener Heftigkeit und Dauer. Gesundheitsingenieur XXVIII, Jahrg. 1905, Nr. 19. — Derselbe, Die Wirtschaftlichkeit bei den Städteentwässerungsverfahren. Mannheim 1908. Verlag von Dr. H. Haas, G. m. b. H. — Dr.-Ing. W. Breitung, Auswertung von Regenbeobachtungen etc. Leipzig 1912. Verlag von F. Leineweber.

Bedeutung mag eine Reihe der von Hellmann aufgestellten Sätze hier in zu meist wörtlicher Wiedergabe Aufnahme finden. (L. Band, Text, S. 112—117):

„1. Durchschnittlich verhält sich die mittlere Monatsmenge zum mittleren Tagesmaximum desselben Monats wie 3,5—4 zu 1 oder das mittlere Tagesmaximum beträgt durchschnittlich 25—29 % der zugehörigen mittleren Monatsmenge. Eine Ausnahme bilden sehr trockene Orte, wie Prag und Halle a. S., wo die Verhältniszahl kleiner ist (3,1), oder sehr nasse, wie Klausthal, wo sie größer ist (4,6). Das deutet schon auf eine gesetzmäßige Beziehung zwischen dem Betrage der mittleren Jahresmenge und des Tagesmaximums der Regenfälle hin.

2.    In der warmen Jahreshälfte (April bis September) ist die mittlere Monatsmenge im Verhältnis zum mittleren Tagesmaximum etwas kleiner (7 : 8) als in der kalten (Oktober bis März). Eine Ausnahme macht Luzern, das gerade im Sommer relativ große Tagesmaxima auf weist

Im Mittel macht • das mittlere Tagesmaximum im Sommerhalbjahr 29 °/₀, im Winterhalbjahr nur 25 °/₀ der mittleren Monatsmenge aus.

3.    Durchschnittlich verhält sich die mittlere Monatsmenge zum ab soluten Tagesmaximum desselben Monats wie 1,2—1,5:1 oder das absolute Tagesmaximum beträgt 65—80% der zugehörigen mittleren Monatsmenge. Auch hier machen sehr trockene und sehr feuchte Orte eine Ausnahme, und zwar in demselben Sinne wie bei dem mittleren Tagesmaximum.

4.    In der warmen Jahreshälfte ist die mittlere Monatsmenge im Verhältnis zum absoluten Tagesmaximum etwas kleiner (7 : 8) als in der kalten.

Im Durchschnitt beträgt das absolute Tagesmaximum im Sommerhalbjahr 80%, im Winterhalbjahr nur 70% der mittleren Monatsmenge.

5.    Das absolute Tagesmaximum verhält sich zum mittleren durchschnittlich wie 2% : 1. An trockenen Orten ist dieses Verhältnis größer, an feuchten kleiner.

6.    Das Verhältnis der mittleren Jahresmenge des Niederschlags zum mittleren und zum absoluten Tagesmaximum hängt von dem absoluten Betrage der Jahresmenge selbst ab und wächst im allgemeinen mit diesem, oder die Tagesmaxima sind an trockenen Orten relativ größer als an nassen.“

Für die unter 6. angedeutete Beziehung zwischen der mittleren Jahresmenge (H in Millimeter) und ihrem Prozentverhältnis (P) zum absoluten Tagesmaximum (M in Millimeter) gibt Hell mann nachstehende Interpolationsformeln :

2138

2,11+-^

M= 21,38 + 0,0211 H.

nachstehende Tabelle:

Diesen beiden Gleichungen entspricht

mm

400

°/o

mm

mm

0/

Io

mm

500

600

7,45

6,39

29,8

32,0

900

40,3

1000

42,5

5,67

34,0

1100

44,6

700

5,16

36,1

1200

46,7

800

4,78

38,2

1300

48,8

„Bei allen untersuchten Stationen liegt der häufigste relativen ragesmaximums (P) unter dem mittleren, der Jahresmenge.

Wert des und zwar um 1—H/₂o/₀

Der kleinste Wert des relativen Tagesmaximums scheint nirgends unter 2 °/₀ der Jahresmenge herabzugehen und zeigt bei allen Stationen eine überraschende Gleichförmigkeit (2—3 °/₀). Nur an sehr trockenen Orten scheint das relative Tagesmaximum nicht unter 3 °/₀ zu sinken (Posen, Prag, Torgau, Halle a. S.).

P unter 9°/₀ herab, während es an trockenen

von

Dagegen ist der größte Wert des relativen Tagesmaximums größeren Schwankungen unterworfen und wächst im allgemeinen proportional dem mittleren Werte von P selbst. An feuchten Orten wie Klausthal, Emden und Kleve geht das Maximum wie Halle und Frankfurt a. O. 18°/₀ überschreitet.

All’ diese Tatsachen lehren also, daß gerade trockene Orte zu exzessiven Niederschlägen neigen.“

Die Hellmannschen Untersuchungen ergeben, daß in dem untersuchten Gebiete, das ja auch fast ganz Böhmen und Galizien sowie einen beträchtlichen Teil der Schweiz umfaßt, die Tagesmaxima des Niederschlages fast ausnahmslos auf die Sommermonate Juni bis August fallen und daß der größte Teil derselben sich zwischen den Schwellenwerten 21—30 mm und 31 bis 40 mm hält.

Von besonderer Wichtigkeit sind die von Hellmann angestellten Studien über die Beziehungen zwischen Intensität und Dauer von Platzregen. Aus einem mehr als 1900 Einzelregenfälle umfassenden Beobacbtungsmateriale gelang es diesem Forscher, nachstehende empirische Gleichungen für die Intensität mittelstarker Platzregen aufzustellen:

i= - 0,311 -+

3,522

h--0,311 / + 3,622 .    ~ 28 log/ - 11,*)

und zwar bedeuten:

i die Intensität des Regens, ausgedrückt in Millimeter pro Minute; t die Regendauer in Minuten;

h die in der Zeit t gefallene Regenmenge in Millimeter.

Platzregen au

Eine ähnliche Beziehung wurde von Hellmann auch für die stärksten fgestellt. Die diesen Gleichungen entsprechenden Zahlwerte finden sich in der nachstehenden Tabelle vereinigt. Zur leichteren Verwertung wurden die den einzelnen minütlichen Regenintensitäten entsprechenden Regenmengen in Liter, auf Hektar und Sekunde bezogen, beigefügt.

regen.

39

i) Die Darstellung der Beziehung zwischen h und t in Form einer Logistika stammt von Grosse: Beziehungen zwischen Regenmenge und Dauer in den Platz-Meteorolog. Zeitschrift, XXIX. Jahrg., 1912, Nr. 9.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Baud.

Beziehungen zwischen der Regenmenge und der Dauer der Platzregen (Wolkenbrüche).

1.

2.

3.

4.

5.

6.

7.

Mittlere Platzregen:

Stärkste Platzregen:

Regendauer in Minuten

Gesamt

ergiebigkeit

in

Millimeter

Wasser-Intensität menge in Liter pro Millimeter    Hektar

pro Minute und

Sekunde

in

Wasser-

Gesamt- Intensität menge in ergiebigkeit in Liter pro in    Millimeter    Hektar

Millimeter pro Minute und Sekunde

1,60

10

13

1,30

CO f-H

CM CM

13

22

2,60

433

2,20

367

15

17

1,13

189

28

1,87

312

20

21

1,05

175

32

30

26

0,87

145

41

1,60

267

1,36

227

45

33

0,73

122

48

1,07

177

60

37

0,62

100

56

0,93

155

90

43

0,48

80

63

0,70

117

120

48

0,40

67

69

0,57

96

150

51

0,34

57

73

0,49

81

180

53

0,29

49

75

0,42

69

Die in Spalte 4 und 7 der vorstehenden Tabelle angeführten Niederschlagsergiebigkeiten sind auch in den Kurven I und II der Fig. 253 graphisch zur Darstellung gebracht.

Leider genügt das derzeit vorhandene Beobachtungsmaterial noch keineswegs, um auch bezüglich der relativen Häufigkeit des Auftretens von Schlagregen der einzelnen Intensitätsklassen allgemeine Schlußfolgerungen ziehen zu können. Und gerade dies wäre in hohem Grade wünschenswert, da es aus bauökonomischen Gründen untunlich ist, das ganze Kanalsystem zur Aufnahme und Abfuhr der allerstärksten Niederschläge einzurichten, die doch zumeist nur nach langen Zwischenpausen wiederkehren; man muß sich in der Praxis vielmehr schon damit begnügen, die Kanäle so zu dimensionieren, daß eine Überlastung derselben dem Charakter der Örtlichkeit entsprechend nicht öfter als etwa ein- bis zweimal im Jahre zu befürchten ist. In diesem Sinne sind die Hell mann sehen Angaben für mittelstarke Platzregen sogar schon als obere Grenzwerte anzusehen.

Hierauf wurde bereits von Dr.-Ing. H. Keller,¹) Berlin, gelegentlich einer Diskussion der Hell man n sehen Untersuchungen verwiesen, wobei gleichzeitig darauf aufmerksam gemacht wird, daß die Regenstärkenkurve für mittlere Platzregen, wie sich aus einem Vergleiche mit den einschlägigen Beobachtungen von Specht²) ergibt, auch den süddeutschen Verhältnissen vollkommen entspricht.

*) Dr.-Ing. H. Keller, Regen- und Abflußmengen bei großen Regengüssen. Zentralblatt der Bauverwaltung, 28. Jahrgang, 1907, Nr. 48 und 49.

²) Specht, Größte Regenfälle in Bayern und ihre Verwertung für Hochwasserberechnungen. Abhandlungen des Kgl. Bayerischen hydrographischen Bureaus, München 1905.

Keller äußert sich diesbezüglich wie folgt (1. c. S. 323): „Wenn örtliche Beobachtungen fehlen, bildet die Landeskurve für die Regenstärke mittlerer Platzregen eine brauchbare Grundlage bei wasserbautechnischen Berechnungen. Handelt es sich um ein einzelnes Bauwerk, z. B. einen Eisenbahndurchlaß oder Kanaldüker, so gebietet die Vorsicht die Beibehaltung der aus ihr hervorgegangenen Werte. Dagegen darf man bei der Ermittlung von Rohrweiten einer städtischen Kanalisierung die Regenstärken der Tabelle A (hier Tabelle auf S. 610 Kol. 4 bezw. Kurve II der Fig. 253) auf etwa die Hälfte vermindern.

60

120

oo

300

lh

Q £ CO ro

ro

jr

8 250 Q.

b

C 20° *o

ft

"cd 150

I Starke RegenFalle^

1 Mittlere RegenfälleJ EI A bOussmenge nach Jmhoff

nach Heitmann

tO

-Soioo

ac

ID

tu

c so

<U

-OO

01

ar

Regenintensität in mm pro Minute.

20

40

60

80

100

120

140

160

R egendauer in

Minuten

Fig. 253.

nung von die Form

Unter Einführung dieser Reduktion würde eine allgemeine, der Berech-Entwässerungskanälen zugrunde zu legende Regenstärkenkui ve

— 25.9

293.5

V'

SBÄSUfSÄ

düng zumeist erforderlichen Dimension.

Ähnlich gebaute Regenstärkenkurven wurden von Bodenseher¹) für Wien aufgestellt und den Um- und Neubauten der städtischen Kanäle zu-

gründe gelegt.

.) Vergl. hierzu W. Voith, Sammelkauäle und deren Hachstheanspruchu^, Zeitschrift des österr. Ingenieur- und Architektenvereins, LX1. Jahrg., 1909, N .    ,

39*

29, 30.

angenommen.

Die den einzelnen Formeln entsprechenden Regenergiebigkeiten finden sich in der nachstehenden Tabelle ausgewertet und durch die Angaben verschiedener Projektanten für einzelne Örtlichkeiten ergänzt.

Berechnungsregen für städtische Kanäle.

Autor:

Nach Bodenseher wird für eine Regendauer t bis zu 70 Minuten:

Sekundenliter pro ha,

3218,3

11,3 + /

für eine Regendauer von 1,5 bis 7 Stunden, und zwar für t in Stunden:

61,9

(1 =

0,4 + /

Sekundenliter pro ha,

bezw. für t in Minuten:

(7 =

3714

24+ /

Sekundenliter pro ha

Regenergiebigkeit in Liter pro Hektar und Sekunde für eine Regendauer von Minuten

10    15    20 | 30 | 40

50

60 ! 90

120 180

Bodenseher

a)

197

150

122

101    79

63

53

45

33

26

18

Kayser

Hellmann-Keller .    .    . c)

Imhoff

b)

171

133

125

100

84

62

52

46

42

35

28

108

95

88

73

65

57

50

40

34

25

• d)

110

79

97

60

52

47

43

40

34

30

27

a)    für Wien mit einer Jahresregenhöhe von 650 mm,

b)    für Charlottenburg¹) mit einer Jahresregenhöhe von 600 mm,

c)    entspricht der Hälfte der Regenergiebigkeit von mittelstarken Platzregen nach Hellmann,

d)    für das rheinisch-westfälische Industriegebiet²) mit 770 mm Jahresregenhöhe.

Als typisches Beispiel für einen an die Leistungsfähigkeit einer Kanalisationsanlage überaus hohe Anforderungen stellenden Starkregen sei der am 17. Juli 1907 über einen beträchtlichen Teil des Stadtgebietes von Wien niedergegangene Gewitterregen näher behandelt. Die an diesem Tage angerichteten Verheerungen erstreckten sich besonders über die äußeren Gemeindebezirke Döbling, Gersthof, Hernals mit Dornbach und Neuwaldegg sowie Ottakring, Gebiete, die von einer Reihe von Stadtbächen durchzogen werden, die im Wiener Wald entspringen und im verbauten Gelände in die Kanalisation einbezogen sind. Außerdem wurde auch im Einzugsgebiete des bei Klosterneuburg in die Donau mündenden Weidlingbaches beträchtlicher Schaden angerichtet.

Stadtbauinspektor Kays er-Charlottenburg, Berechnung der Regenwasser-abflußmengen für städtische Kanalisation. Technisches Gemeindeblatt, VIII. Jahrg., 1905/06, Nr. 6 und 7.

²) Dr.-Ing. K. Imhoff, Taschenbuch für Kanalisationsingenieure, 2. Auflage, 1902, bei Oldenbourg, München und Berlin erschienen.

Die dem Kerngebiete des Gewitterregens zunächst gelegenen Ombrometerstationen melden für den 17. Juli folgende Tagesregenhöhen: Wasser-reservoir Schafberg: 66 2 mm, Kahlenberg: 65,4 mm, wählend an dem schon au erhalb des Kerngebietes gelegenen Ombrographen im Garten der k. k. Hochschule für Bodenkultur auf der Türkenschanze nurmehr 50 mm Tagesregenhohe registriert wurden. Immerhin ist aber das von diesem Ombrographen (System Hellmann-Fuess) entworfene Diagramm (Fig. 254) noch überaus charakteristisch und zeigt, daß dem Hauptregenfall von 5 h 58' bis

er»

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Fig. 254. Graphische Darstellung des Nachmittagsregenfalles vom 17. Juli 1907. (K. k. Hochschule für Bodenkultur in Wien.)

gewesen

Regen um 5 h pm sich für den zweiten Regenfall am Nachmittag des 17. Juli ein außerordentlich hoher Abflußkoeffizient ergeben haben.

In einer vom k. k. hydrographischen Zentralbureau veröffentlichten Studie¹) wird das geschilderte Unwetter geradezu als Schulbeispiel in bezug

7 h 10', der in 72 Minuten eine Gesamtergiebigkeit von 30,9 mm aufwies, in der Zeit von 4 h 45' bis 5 h 10' ein durch 25 Minuten anhaltender Regen von 13,5 mm Ergiebigkeit vorherging. Da auch schon die Vortage ausgiebige Niederschläge gebracht hatten (14. Juli 68,9 mm, 15. Juli 6,8 mm, 16. Juli 6,4 mm), dürfte das Wasseraufnahmevermögen des Freilandes fast erschöpft sein und nach neuerlicher Benetzung der Oberfläche durch den

westen von Heft 41.

i\ Ministerialrat E. Lauda, Der Gewitterregen des 17. Juli 1907 im Nord-Wien, Österr. Wochenschrift f. d. öffentl. Baudienst, XIII. Jahrg., 1907,

auf die Vorbedingungen und Größe für den Eintritt des Maximalabflusses aus kleinen Niederschlagsgebieten bezeichnet.

Die amtlichen Erhebungen ergaben nämlich auf Grund der Rekonstruktion des wahrscheinlichen Abfluß Vorganges (auszugsweise):

Name des Baches und der Lokalität des Querprofiles.

Einzugs

gebiet

km'²

Maximale Spezifische Abfluß- Abflußmenge m³ pro m³ pro 1 km2 Sekunde und Sekunde

menge

Dornbach bei der Marswiese.....

Eckbach, Neuwaldegg, Linienamt .    .

Krotenbach, unterhalb Neustift ....

Arbesbach in Untersievering.....

Reisenbergbach, oberhalb Grinzing. .    .

Schützengraben, oberhalb der Mündung . Weidlingbach, Brücke unterhalb Weidling

Rothgraben............

Weidlingbach, Klosterneuburg ....

53 2 £ §    §5 s S

W 0-1 (M CO tH iß p⁻ r—4 rH CO

I—^ I—*- I—»

03 m 00 H co co co co

jF^ JO* JOi JX> 03 oo <1 CD Ol O O O £*■ -J GO ’o Al "gi 0000-00000

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¹ I 1 H-*    I—i I—L

JO JX) Ol GD o ^ CO U) O i-¹ isD o O O' L H •-o -o

Von den auf die Erdoberfläche fallenden Niederschlagswässern gelangt nur ein Teil in den Kanälen zum Abflüsse, während der oftmals gar nicht so unbeträchtliche Rest durch Wiederverdunstung in die Atmosphäre, sowie durch Versickerung in den Boden am Abströmen gehindert wird.

Bezeichnet man mit A das abfließende, mit E bezw. V das zur Verdunstung bezw. Versickerung gelangende Teilquantum eines Regenfalles, so wird:

E+V

A = R— E~V=R 1 —

xp = 1

E+V

Den Koeffizienten xp, mit dem das Mengenverhältnis zwischen Niederschlag und Abfluß zum Ausdruck gebracht werden soll, pflegt man Abfluß-koeffizieqU, zu nennen. Vielfach sind auch die Bezeichnungen Versickerungskoeffizient oder Dichtigkeitskoeffizient gebräuchlich, da einerseits, wenigstens bei länger anhaltendem Regen, der Einfluß der Verdunstung gegen die Versickerung weit zurücktritt und andererseits die Intensität der Versickerung von der Verbauungsdichte besonders stark beeinflußt wird.

Untersuchungen über den sicher vorhandenen Einfluß von Regenintensität, Ausdehnung, Flächengefälle und anfänglichen Durchfeuchtungsgrad des beregneten Gebietes auf den Anfangswert des Koeffizienten xp, sowie dessen Veränderungen während des Regenfalles selbst, vornehmlich infolge der Zunahme der Durchtränkung der Auffangflächen, wurden bisher nur ganz vereinzelt durchgeführt.

Nach Balcomb¹) gelange auf gepflasterten Straßen:

n zur

Versickerung:

bei Regenbeginn . nach 15' Regendauer nach 60' Regendauer

auf Wiesenland:

0,20 mm pro Minute,

°>¹² „    „    „

°.°° ,    ,,

bei Regenbeginn .    .

nach 30' Regendauer nach 120' Regendauer in Gärten und Parkanlagen:

bei Regenbeginn........0,45 mm pro Minute,

nach 30' Regendauer...... 0,30

nach 120' Regendauer......0,00 „ n

Unter Annahme eines für die ganze Regendauer unveränderlichen Durchschnittswertes wird für xp (nach A. Frühling) zumeist gesetzt:

0,30 mm pro Minute, °>20 * * o,oo „    „

Im Mittel

1.    Für den alten dichtbebauten Kern der Städte .    .    .    0,70_0,90

2.    Für die anschließenden Viertel, sowie für Stadtteile

mit geschlossener Verbauung .    ........

3.    Für die Stadtviertel mit offener Bebauung ....

4.    Für Übungsplätze, die unbebauten Flächen der Bahnhöfe u. dergl................

5.    Für Anlagen, Gartenflächen, sowie die nach dem

Stadtgebiete entwässernden Wiesen und Äcker je nach Gefälle und Beschaffenheit des Untergrundes .    0,05—0,25

6.    Für die nach dem Stadtgebiete entwässernden Waldflächen u. dergl...............

Jedenfalls dürfte es sich empfehlen, für die sub 5 Kategorien, sobald dieselben einige Ausdehnung besitzen, eine separate Berechnung der zu erwartenden Abflußmengen auf Grund der im I. Bande dieses Handbuches im Kapitel „Bodenentwässerung“ gemachten Angaben vorzunehmen. Vielfach empfiehlt es sich, zur Vereinfachung der weiteren Rechnungen das Produkt aus Abflußfläche und Abflußkoeffizient zu einem Faktor, der „reduzierten Abflußfläche Fr“, zusammenzuziehen. Für ein Einzugsgebiet von F ha Fläche und einen Regenfall von der mittleren Intensität i (in Sek.-Liter pro Hektar) ergibt sich ein sekundlicher Oberflächenabfluß von:

q = ip . F. i = Fr . i sl.

3. Abflufsverzögerung.

Erreicht der Oberflächenabfluß nur einen Bruchteil der pro Zeiteinheit auf das Niederschlagsgebiet auffallenden Regenmenge, so kann auch die sekundlich durch die Kanäle abfließende Wassermenge infolge des Eintrittes einer Abflußverzögerung selbst wieder dem Oberflächenabflusse gegenüber eine Verminderung erfahren.

i) Balcomb, The Design of Storm-Water-Drains, Engineering Record Vol. 62 (1910), Nr. 18.

0,50—0,70

0,25—0,50

0,80

0,60

0,40

0,10—0,30    0,20

0,01—0,20

und 6 aufgeführten

Um den Begriff der Abfluß Verzögerung und dessen fundamentale Bedeutung für die Dimensionierung der Regenkanäle klar hervortreten zu lassen, ist es notwendig, auf den Abflußvorgang selbst etwas näher einzugehen. Zu diesem Zwecke möge ein Querschnitt des Hauptkanales (etwa der Punkt P in Fig. 255), den der Gesamtabfluß der Fläche F zu passieren hat, in Untersuchung gezogen werden. Aus dem Einzugsgebiete F seien ferner zwei kleine Flächenteile /a und fß hervorgehoben, von denen /a unmittelbar beim Punkte P, fß hingegen so gelegen sei, daß die Zeit, welche bis zum Eintreffen der Abflüsse von fß beim Punkte P vergeht, für das betrachtete Einzugsgebiet ein Maximum werde, also:

tmax.

4    4 _j_ j4_

Ts

4, 4» 4 • • • • Ai sind die von dem Abfluß von fß in den Zeiten 4, t.₂, ts . . . . tn mit den Geschwindigkeiten vX) z>₂, v% . ... vn zu durchlaufenden Teilstrecken. Während die Abflüsse von /a bereits kurz nach Beginn des Regenfalles

Sekunden später

— tm

ax.

bei P anlangen, werden jene von fß erst um den Punkt P passieren.

Die in irgend einem zwischen t = o und t — tmax. gelegenen Zeitpunkte den Kanalquerschnitt bei P gleichzeitig durchströmenden Wasserteilchen müssen dann auch offenbar einer bestimmten Teilfläche des Niederschlagsgebietes entstammen, und zwar wird sich dieselbe bei Beginn des Regenfalles nur auf die unmittelbare Umgebung der Fläche /a beschränken, bei anhaltendem Regen aber stetig an Ausdehnung gewinnen und schließlich das ganze Einzugsgebiet umfassen, falls nur der Regenfall so lange anhält, als die Abflüsse von fß benötigen, um bis nach P zu gelangen. Die Teilfläche, welche die zu einem beliebigen Zeitmomente t den Kanalquerschnitt bei P gemeinsam abfließenden Wasserteilchen liefert, sei im folgenden „Beitragsfläche“ genannt und mit Ft bezeichnet.

Derselben entspricht dann unter Annahme eines für die ganze Fläche geltenden mittleren Abflußkoeffizienten ip, sowie einer der Regendauer / entsprechenden durchschnittlichen Regenintensität it (in Liter pro Sekunde und Hektar) die sekundliche Abflußmenge:

qt = ip ■ Ft ■ it ■ sl.

Nach Aufhören des Regens werden analog die Abflüsse von fx zuerst versiegen, hingegen immer noch Abflüsse aus den entfernteren Teilflächen des Einzugsgebietes bei P eintreffen, es wird also auch die diesen Wässern zugeordnete Beitragsfläche aus der Umgebung von /a allmählich gegen fß hin abnehmen und endlich nach Verlauf der Zeit

(i.r

Ta = Tß + tm

wieder ganz auf Null reduziert sein. Mit Ta und Tr sei die Gesamtabflußdauer bezw. die Gesamtregendauer bezeichnet. (Der Zeitaufwand für den Zulauf der ersten und den Abfluß der letzten Wasserteilchen von fß nach P

«srhwinH.Vl, -fT“ fe!Ch> ,.Und zwar “folge der Beeinflussung der Abflufi-geschwind.gkeit durch dle Änderung der Wasserstandsverhältnisse und des

ist zwar nicht

kann dieTft •« ™Ung beZW' WiederentleerUng der Kanäle, doch ...    Zeitdifferenz hier unbeschadet der Gültigkeit des Resultates dieser

allgemeinen Betrachtung unberücksichtigt bleiben.)

VA

Nimmt man eine für die Dauer des Regenfalles konstante mittlere Kegen Intensität an, ebenso einen konstanten mittleren Abflußkoeffizienten

SA°KnW« uemerT.WaChSenden Abflußfläche auch ein zunehmender sekundlicher Abfluß beim Punkte P entsprechen. Für einen Regenfall, dessen Gesamt-auei ji gi ober ist als tmax., werden sich sonach auch nachstehende 3 Phasen des Abfluß Vorganges unterscheiden lassen.

I. Phase von / = o bis t = tmax.: Die Beitragsfläche wächst Abfluß bei P

von F₀ = o bis F„ von qo o bis qmnx. ⁼⁼ xp . F ■ t.

bis t=TR:

iax.

— F, der sekundliche

II. Phase von t—tm

Die Beitragsfläche hat ihre größte Ausdehnung erreicht und behält diesen Wert bei.

ax.

Das Gleiche gilt vom sekundlichen Abflüsse: F

max.

qmax. — lp . F . I.

III. Phase von t = TR bis t — Tu + tm Beitragsfläche und sekundlicher Abfluß nehmen stetig von dem während der 2. Phase konstant beibehaltenen Werte bis auf Null ab.

ax.

= Ta:

Für den Fall 77? > tmax. (Dauerregen) tritt sonach zwar eine Abflußverzögerung, d. i. eine Verlängerung der Gesamtabflußdauer Ta gegenüber der Regendauer Tr ein, doch bedingt dieselbe nicht auch eine Herabsetzung des im Zeitpunkte der Kulmination bei P sekundlich abströmenden Wasserquantums dem maximalen sekundlichen Oberflächenabfluß gegenüber.

Eine andere Erscheinung tritt ein, wenn die Gesamtdauer des Regenfalls kürzer ist, als die erforderliche Zeit für das Zuströmen der aus den entferntesten Teilen des Einzugsgebietes stammenden Zuflüsse bis nach P.

in ihrer Gesamtausdehnung vorerst noch einige Zeit hin-

Sicherlich wächst in diesem Falle die Beitragsfläche von /a aus stetig bis zum Momente des Aufhörens des Regens, d. i. bis zum Zeitmomente Tr, Dann versiegen wiederum zunächst die Zuflüsse aus der Umgebung von /a, die Beitragsfläche wird also von hier aus schon wieder abnehmen, während sie sich andererseits noch gegen /b hin ausdehnt und diesen Punkt im Zeitmomente t = tmax. erreicht. Erst von diesem Zeitpunkte angefangen wird die Abflußfläche keinerlei Zuwüchse mehr erhalten, sie wird sich daher stetig gegen fB hin zusammenziehen und im Momente Tr + tmax. wieder ganz verschwinden. In diesem Falle wird es also lediglich von der Konfiguration des Einzugsgebietes abhängen, ob die Beitragsfläche vom Momente des Aufhörens des Regenfalles an

(Schlagregen) die Beitragsfläche selbst nur einen Teil des ganzen

durch wächst, stationär bleibt oder gleich wieder abzunehmen beginnt. Das Gleiche gilt von dem der Größe der Abflußfläche proportionalen sekundlichen Abflüsse (q) bei P.

ax.

Nachdem für den Fall Tr < tm im Momente ihrer größten Ausdehnung (fmax.)

Einzugsgebietes decken kann, also auch dem sekundlichen Oberflächenabflusse ₌ _L

max.

Im Falle TR<^tmax. geht somit der Abflußverzögerung auch eine Herabsetzung der im Momente der Kulmination im Kanäle abzuführenden Größtwassermenge parallel.

Der Proportionalitätsfaktor (p wird „Verzögerungskoeffizient“

genannt,

Beachtet man weiter, daß für ein jedes Kanalsystem von bestimmter Konfiguration und Ausdehnung die Größenänderung der Abflußfläche lediglich eine Funktion der Zeit ist, d. h.:

max.

und entsprechend

95 =

so besagt dies, daß der Verzögerungskoeffizient selbst für ein und dasselbe Kanalsystem keineswegs eine Konstante ist, sondern seinen Wert mit der Regendauer jedes einzelnen Regenfalles ändert.

Bisher wurden nur Regenfälle von der gleichen mittleren Durchschnittsergiebigkeit in Betracht gezogen. Greift man nun auch auf das bereits erörterte Abhängigkeitsverhältnis zwischen mittlerer Intensität und Dauer starker Regengüsse zurück, betrachtet man also auch die Regenstärke als Funktion der Zeit, und zwar der jeweiligen Gesamtregendauer, so kann man auch auf den Vergleich der Abflußmengen untereinander verschieden starker Regenfälle übergehen und untersuchen, ob ein bestimmter Kanalquerschnitt durch Dauerregen oder Schlagregen eine größere Beanspruchung erfährt.

Jedenfalls wird unter allen Regenfällen vom Typus Tr ^ tmax. jener den größten sekundlichen Abfluß liefern, für den Tr — tmax. wird, denn dann wird ja die Abflußfläche bereits das ganze Einzugsgebiet decken, länger anhaltende Regen würden hingegen schon wieder geringere Intensität und somit auch einen geringeren sekundlichen Oberflächenabfluß aufweisen. Für Dauerregenfälle ist sonach der maximale Kanalabfluß:

q < Fr • 1 (tmax.)-

Einem Regenfall vom Typus Tr < tmax. entspricht andererseits ein größter sekundlicher Kanalabfluß von:

q-L =fr (TR) ■ i (TR).

Somit wird das Verhältnis der beiden Abflußmengen:

Fr

Q — xp±. F. i nur ein Maximalabfluß von q = xp₂ -f spricht, ergibt sich:

max. •

i im Kanäle bei P ent-

max.

*7l = fr (TR) i (TR) t (tmax.)

Da nun aber auch für Tr < tmax. die Beziehungen gelten:

l (TR)

(tmax.)

>1;

fr (TR)

Fr

<1

q±_> q <

i;

so kann

werden, d. h. die sekundliche Kanalabflußmenge für einen kurzen siven Regen kann größer werden, gleich sein oder kleiner einem Dauerregen entsprechende Abflußmenge. In diesem Falle hat es nur wenig Wert, einen dem früher definierten Verzögerungskoeffizienten analogen Beiwert einzuführen. Denn derselbe müßte nicht nur von den speziellen Verhältnissen jedes Kanalsystemes und der Regendauer, sondern auch noch

pirische Gleichung darstellbaren Beziehung zwischen Regenintensität und Regendauer abhängig gemacht werden.

In einem Spezialfalle wird es sich also darum handeln, die dem auf seine Leistungsfähigkeit zu untersuchenden Kanalprofile zuzuordnenden Abflußflächen für verschiedene Schwellenwerte der Regendauer, also etwa für Tr = 10, 20, 30, .... tm

aber inten-

bleiben als die

von der nur durch eine em

Minuten zu ermitteln, die Produkte aus den einzelnen zusammengehörigen Maximalabflußflächen und Regenintensitäten zu bilden und aus denselben das Maximum herauszugreifen.

Alle Seitenkanäle, die kürzer sind als etwa ¹/₂ km, die also bei einer Abflußgeschwindigkeit von 1 m/Sek. bereits in weniger als 10 Minuten der ganzen Länge nach durchflossen werden, werden schon bei ganz kurzen Regen mit dem vollen Oberflächenabflusse beansprucht. Dieselben müssen daher auch stets reichlich dimensioniert werden. Andererseits dürfte es auch

ax.

für die Bestimmung der in den Haupt- und Nebensammlern wirksamen Abflußverzögerung kaum erforderlich sein, die Ermittelung der Abflußflächen für Regenfälle von weniger als 10 Minuten Gesamtdauer vorzunehmen. Denn es bedarf selbst bei sehr heftigen Regengüssen immer einer geraumen Zeit, bis ein stationärer Zustand im Oberflächenabflusse eintritt.

Bei Projektierung eines Kanalnetzes für die Abfuhr von Regenwässern wird man den nachstehend skizzierten Vorgang einzuschlagen haben.

Auf Grundlage einer den örtlichen Bedingungen angepaßten Regenintensitätskurve wird man der Dimensionierung vorerst die Ergiebigkeit eines Regenfalles von der Regendauer Tr = tmax. zugrunde legen, da dieser unter allen zu berücksichtigenden länger anhaltenden Regen den größten Kanalabfluß erzeugt. Bei Bestimmung dieser Regendauer ist man allerdings vorerst auf eine Schätzung der zu erwartenden Abflußgeschwindigkeiten angewiesen, doch ist die hierdurch bedingte Ungenauigkeit von nicht allzu großer Bedeutung, da es sich ja doch immer nur um die Feststellung von Grenzwerten handelt und eine allzu fehlerhafte erste Annahme nachträglich immer noch entsprechend korrigiert werden kann. Für die so ermittelte Regenergiebigkeit wird das Netz der Haupt- und Nebensammler dimensioniert und, falls sich aus den hierbei genau bekannt werdenden Werten der Abflußgeschwindigkeit und der größten Abflußzeit eine zu große Abweichung der ersten Annahme gegenüber ergeben sollte, eine entsprechende Korrektur vorgenommen.

eine

Es bleibt sodann noch zu ermitteln, ob die gewählten Profile auch zur Abfuhr der von Regengüssen kurzer Dauer gelieferten Abflüsse genügen, Untersuchung, die natürlich nicht nur auf den Endquerschnitt beschränkt

bleiben darf, sondern sich zumindest auf alle Vereinigungspunkte von größeren Straßenkanälen und Nebensammlern mit dem Hauptsammler, womöglich aber auch auf alle für Profilwechsel in Aussicht genommenen Punkte zu erstrecken hat.

Der hierbei einzuhaltende Vorgang sei an einem schematischen Beispiele (Fig. 255) erläutert.

Das in der Situation dargestellte Ortsgebiet werde durch den Hauptsammler I, die Nebensammler II und III, sowie eine Anzahl kurzer Straßenkanäle entwässert. Auf Grundlage einer ersten Annahme sei die maximale Abflußzeit (im Sammler I) auf etwa 50 Minuten abgeschätzt und sei weiter das Kanalnetz auf eine der Regendauer von Tr = tmax. = 50 Minuten entsprechende sekundliche Abflußmenge von 45 1 pro Hektar (nach der Imhoff-schen Intensitätskurve) dimensioniert.

Den hierbei angenommenen Profilen und Gefällen mag im Hauptsammler von P bis zur Einmündung des Nebensammlers II eine mittlere Abflußgeschwindigkeit von 2 m/Sek., zwischen den Einmündungen von II und III von 1,5 m/Sek. und oberhalb der Einmündung von III von 0,8 m/Sek. entsprechen. Die Abflußgeschwindigkeit im Sammler II betrage 0,9 m/Sek., jene im Sammler III 1,3 m/Sek. Für die größte Abflußzeit ergibt sich hieraus (vergl. die folgende Tabelle) eine Dauer von 3000 Sekunden, also Übereinstimmung mit der ersten Annahme.

Bezeichnung des Sammlers

Nummer der Sektion

Länge in Meter

der

Sektion

bis P

Abfluß-

geschwindigkeit

Abflußdauer in Sekunden

Fläche des Einzugsgebietes in Hektar

der

Sektion

bis P

der

Sektion

Summe

Abflußkoeffizient

Reduzierte Fläche des Einzugsgebietes in Hektar

der

Sektion

Summe

510

510

525

1035

123

1158

136

1294

407

1701

480

2181

480

2661

480

3141

II

74    1232

540

1772

III

C7< CS CD

225    1997

662    1956

üsiiilggll

255

518

600

691

1200

1800

2400

3000

600

1200

1450

2,130

4,680

0,60

0,60

0,80

0,80

268

2224

O CD r-< O »D 03

1200

1406

9,730

9,670

12,420

8,150

0,830

16,300

3,360

25,080

10,720

0,80

0,50

0,40

54,500 0,40

0,80

0,80

74,990 0,60

0,80

110,790 0,50

1,278 4,610 0,856 2,928 7,784 4,835 4,968 3,260 0,664 13,040 2,016 20,064 • 5,360

•1V

30,519

46,239

71,663

Zwecks Untersuchung des Einflusses von kurzen Schlagregen (die hier auf den Punkt P beschränkt bleiben mag) ist es nun notwendig, die Beitragsflächen für verschiedene Zeitintervalle, etwa 10, 20, 30, 40, 50 Minuten, zu bestimmen. Die Grenzen derselben lassen sich folgendermaßen auffinden:

30

20

Situation.

H 30

H 20

,9^r

fA 73

110

is_

m 30

ffr

I Z0

UI 20

I 30

Pr

I 40

1 so

AbFlussFlächen - Diagramm.

Nubensamml

er HE

.30

Reduzierte ßbflussFlächen in ha.

20

10

10

<0

70

60

50

uo

J0

20

10

10

--ö-

Nebensam m I er H

■6-

10

V/.A

—*// £// //' —

20

Pi

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---------

----7-----------

* 70

\

__\

30

40

AbPlussdauer in Minuten

so

60

so

».0

20

a:

60

6000

sä

Abfluss mengen - Diagramm.

6000

0)5000

Qi 4000

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1)000

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3420

3726

3300

3440

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—    2.0

10

20

30

40

50

60

in Minuten

Regendauer

Situation, Beitragsflächen- und Abflußmengen-Diagramm zur Bestimmung der Wirkung der

Abfluß Verzögerung.

Das unterste Stück des Hauptsammlers P bis zur Einmündung des Nebensammlers II hat eine Länge von 1035 m, wird also bei v — 2 m/Sek. in 518 Sekunden durchflossen. Dasselbe gehört somit der 10 Minuten-Beitrags-fläche ganz an, und erstreckt sich letztere noch auf einen Teil des Einzugsgebietes des zwischen den Einmündungen von II und III gelegenen Abschnittes des Hauptsammlers, der nun mit einer Geschwindigkeit von 1,5 m/Sek. durchflossen wird, nämlich über

(600 — 518) . 1,5 = 123 m,

d. i. Sektion 8. Die 10 Minutenfläche reicht somit am Hauptsammler bis in die Entfernung von 1035 -{- 123 — 1158 m von P. Aus einer analogen Betrachtung ergibt sich, daß die 20 Minutenfläche über den Einmündungspunkt von III hinausreicht, nachdem die Entfernung zwischen diesem und P bereits in 691 Sekunden durchflossen wird. Die 20 Minutenfläche endet erst rund 407 m stromaufwärts, d. i. in einem Abstande von 1701 m von P. Die Grenzpunkte der Minutenflächen 30, 40, 50 liegen, wie die Tabelle auf S. 620 zeigt, in Distanzen von 2181, 2662 und 3142 m von P.

Auch der unterste Teil des Einzugsgebietes des Nebensammlers II gehört noch der 10 Minutenfläche an; dieselbe endet erst rund 74 m oberhalb der Einmündung. Die Grenze der 20 Minutenfläche liegt wieder um 540 m weiter entfernt und gehört das ganze Einzugsgebiet dieses Nebensammlers II 1450 Sekunden nach Regenbeginn zur Abflußfläche von P.

Ebenso ergibt sich, daß noch 662 m des Nebensammlers III zur 20 Minutenfläche gehören und daß 1406 Sekunden nach Regenbeginn das ganze Einzugsgebiet von III an der Abflußlieferung bei P Anteil nimmt.

In der Situation sind die auf die einzelnen Zeitintervalle bezogenen Abflußflächen durch gleiche Schraffierung, sowie die den römischen Zahlen beigefügten Indizes kenntlich gemacht und ihre reduzierten Flächen in der Tabelle auf S. 620 eingetragen.

Bei einem anhaltenden Regen werden demnach nach der 10. Minute die Abflüsse von 6,744 ha am Sammler I und 0,664 ha am Sammler II als von 7,408 ha bei P angelangt sein. Bis zum Ende der 20. Minute erweitert sich dann die Abflußfläche am Sammler I um 10,712 ha, am Sammler II um 13,040 ha, am Sammler III um 20,064 ha, d. i. zusammen 43,816 ha, und umfaßt dann ein Gesamtareal von 51,224 ha. 1406 Sekunden = 23' 26" nach Regenbeginn hat die Abflußfläche längs des Sammlers III, nach 1450 Sekunden == 24' 10" jene des Sammlers II, endlich nach 3000 Sekunden = 50' auch jene am Sammler I ihre maximale Ausdehnung erreicht. Bei einem noch länger anhaltenden Regen kann also keinerlei Vergrößerung der Abflußfläche mehr eintreten, es müßte dann, konstante Regenintensität vorausgesetzt, auch das sekundliche Abflußquantum bei P bis zum Regenende unverändert bleiben.

Betrachtet man andererseits einen kurzen Regenfall von z. B. nur 10 Minuten Gesamtdauer, so würden zwar die Zuwüchse, die die Abflußfläch^ für P von 10 zu 10 Minuten erhält, in gleicher Weise erfolgen wie früher, es werden aber mit Beginn der 11. Minute die Teilabflußflächen I₁₀ und II₁₀

ausscheiden, so daß letztere nach nur die Flächen I₂₀ + II₂₀ -f- III₂₀ umfassen würde, nalog würde sich für einen Regen von 20 Minuten Dauer ergeben: Beitragsfläche    nach    10    Minuten    I₁₀    + II₁₀,

allmählich wieder aus der Gesamtabflußfläche Schluß der 20. Minute

(M CO

”    ”    ”    Iio    + II₁₀ +    I₂₀ + II₂₀ + ffl₂₀,

”    ”    ”    ^20    + ^20    III₂₀ I₃₀ + IIy₀ + III₃₀    etc.    etc.

₁₁DieSei Verhältnisse    sind für    das    betrachtete Beispiel in    der    folgenden

abelle zahlenmäßig zum Ausdruck gebracht und lassen sich dieselben in graphischer Darstellung besonders leicht überblicken

Regendauer in Minuten

Reduzierte Beitragsfläche in Hektar nach Verlauf von Minuten

10

20

30

50

60

Mittlerer

sf Oberflächenabfluß

Größter

Kanalabfluß

sl./ha

_ Kanalabfluß ^ Öberflächenabfluß

O O O O O

H IM CO in

CO CO 00 00 00

o o o o o ^ ^ G t>~ I> I> i>~

48,381    12,211

51,224    56,027

51,224    63,435

51,224    63,435

51,224    63,435

4,986

17,179

60,996

68,403

68,403

3,260

In Fig. 255 sind die Abflußflächendiagramme der Sammler I, II und III aufgetragen, und zwar gelten Regen- bezw. Abflußdauer als Abszissen, die reduzierten Beitragsflächen als Ordinaten. Sammler I liefert schon gleich nach Regenbeginn (T = 0) Wasser, während die beiden anderen Sammler erst nach 518 bezw. 691 Sekunden an der Abflußlieferung bei P Anteil nehmen. In den stark gezogenen Linien des Abflußflächendiagramms ist die jeweilige Summe der Beitragsflächen I—III dargestellt. Ebenso sind die Differenzflächen für Regen von 10, 20, 30, 40, 50 Minuten Gesamtdauer eingezeichnet, und zwar punktiert. Letztere ergeben sich, wenn man z. B. für 10 Minuten Regen die Ordinate der Summenkurve bei 10 Minuten von jener bei 20 Minuten, und zwar von der Kurve aus nach abwärts abträgt.

In dem gewählten Beispiele zeigt sich, daß sowohl bei Regenfällen von 10 als auch 20 Minuten Gesamtdauer die Ordinaten der Differenzflächen nach Regenende noch eine Weile anwachsen. Erst bei einem 30 Minutenregen tritt mit dem Regenende auch sofort eine Abnahme der Größe der Abflußfläche ein.

und

wenn

Würde man nur Regenfälle gleicher Intensität, aber verschieden langer Dauer miteinander vergleichen, so würde das Abflußflächendiagramm gleichzeitig auch als Abflußmengendiagramm gelten können, da ja dann zwischen Abflußflächen und Abflußmengen direkte Proportionalität besteht. Nicht so, Reo-en verschiedener Dauer und Intensität in Betracht gezogen

diese beiden Faktoren in das wiederholt angegebene Abhängigkeitsverhältnis zueinander gesetzt werden, wie dies durch die Regenstärkenkurve zum Ausdruck gebracht ist.

Die in diesem Falle auftretenden Verhältnisse sind in Fig. 255 im Abflußflächendiagramm dargestellt, und zwar ist die mit Kanalabfluß bezeichnete Kurve dadurch gewonnen, daß die Maximalordinaten der einzelnen Differenzflächen des Abflußflächendiagramms mit den auf dieselbe Regendauer bezogenen Regenintensitäten (wie dieselben der ebenfalls eingezeichneten Regenstärkenkurve entsprechen) multipliziert und die so erhaltenen maximalen sekundlichen Kanalabflußmengen als Ordinaten zu der betreffenden Regendauer als Abszisse aufgetragen wurden. (Der Kurvenast 0—10 Minuten wurde nur punktiert angedeutet, da dessen Verlauf, wie früher bereits begründet, nur mit einiger Unsicherheit angegeben werden kann.)

Das Abflußdiagramm enthält weiter die Kurve des Oberflächenabflusses, welche sich ergibt, wenn man die Produkte aus der (reduzierten) Fläche des ganzen Einzugsgebietes und den jeder einzelnen Regendauer entsprechenden Regenintensitäten als Ordinaten zur Regendauer als Abszisse aufträgt.

Die zwischen beiden Kurven gelegene Fläche (in Fig. 255 schraffiert) gibt dann ein deutliches Bild von der Wirkung der Abflußverzögerung auf die Herabsetzung des maximalen sekundlichen Kanalabflusses dem Oberflächenabfluß gegenüber. Dieselbe zeigt insbesondere die schon früher hervorgehobene Tatsache, daß diese Herabminderung im engsten Abhängigkeitsverhältnis zur Regendauer steht.

In diesem Beispiele, das ungefähr die Verhältnisse eines Ortes mit einem dicht bebauten Kerne und einem langen, schwächer besiedelten Ausläufer darstellt, zeigt sich, daß der Hauptsammler bei P durch kurze, heftige Regen güsse sogar etwas stärker beansprucht werden würde (3500 sl.), als durch jene länger anhaltenden und daher auch schwächeren Regen, für die überhaupt keine Abflußverminderung durch Abflußverzögerung mehr eintritt (3150 sl.), trotzdem für Schlagregen eine ganz erhebliche Reduktion des sekundlichen Kanalabflusses dem Oberflächenabfluß gegenüber eintritt. (Für 10 Minutenregen ca. 61 °/₀; diese Verhältniszahlen sind in der Tabelle auf

S. 623 eingetragen und würden dem Verzögerungskoeffizienten für verschiedene Regenlängen entsprechen.)

Von verschiedenen Autoren wurde in letzter Zeit eine Reihe von graphischen Verfahren ausgearbeitet, um die Ermittelung der Wirkung der Abflußverzögerung auf dem eben beschriebenen Wege, der zuerst von Prof. A. Frühling angegeben wurde, auch in der Massenarbeit einfach und möglichst übersichtlich zu gestalten, und muß diesbezüglich auf die betreffenden Originalarbeiten verwiesen werden.¹)

b A. Frühling, Handbuch der Ingenieurwissenschaften III, 4. Bd., 1. Hälfte. — E. Bodenseher, Zeitschrift des österr, Ingenieur- und Architektenvereins, LH. Jahrg., 1900, Nr. 16. — Range, ebenda, LX. Jahrg., 1908, Nr. 6 und 7. — Voith, ebenda, LXI. Jahrg., 1909, Nr. 28, 29, 30. — Th. Heyd, Gesundheitsingenieur, XXVIII. Jahrg., 1905, Nr. 2 und 13. — Derselbe, Die Kanalisierung von Oppau, München 1906. — Derselbe, Die Wirtschaftlichkeit bei dem Städteentwässerungs-

und AbflußhdlrrhUher VGrSfUCht’ ^as Mengenverhältnis zwischen Niederschlag und Abfluß durch eine einfache Formel zum Ausdruck zu bringen.    ^

bürkli-Ziegler setzte:

A = xp . R .

a/::’

wobei der Abflußkoeffizient Liter

ferner für R die Regenmenge in Sek.-,. P™ Hektar, für G das durchschnittliche Kanalgefälle in Promille, für F die Hache des Einzugsgebietes in Hektar einzuführen

ist.

Diese Formel wurde später durch Baumeister vereinfacht in:

ip . R .(p,

A - xp . R.~

wobei allgemein: Brix setzt:

tp.R.~.

\/ F

von

Von anderen Autoren wird die fallweise Änderung des numerischen Wertes des Wurzelexponenten n empfohlen, so z. B. von Imhoff: n — 4 bis n = 5: für langgestreckte Gebiete mit schwachem Gefälle; n == 6: für mittlere Verhältnisse, d. i. bei Gebieten, die etwa so lang als breit sind und deren Gefälle eine mittlere Abflußgeschwindigkeit ca. 1,2 m/Sek. im Kanal erzielen läßt; n = 8: für mehr kreisförmige Gebiete mit großem Gefälle.

Tabelle des Koeffizienten <p —

Fläche in Hektar

tH lQ

1,00

1,00

1,00

0,67

0,73

0,77

1,00

1,00

0,80

0,82

10

0,56

20

0,47

0,63

0,55

0,68

0,72

0,75

0,60

0,65

0,69

40

0,40

0,48

0,54

0,59

0,63

60

0,36

0,44

0,51

0,56

0,60

80

0,33

0,42

0,48

0,53

0,58

100

0,31

0,40

0,46

0,52

0,57

150

0,29

0,37

0,43

0,49

0,54

200

0,27

0,35

0,41

0,47

0,52

verfahren, Mannheim 1908. — W. Krawinkel, Gesundheitsingenieur, XXVIII. Jahrg., Nr 13 und 16. _ H. Kayser, Technisches Gemeindeblatt VIII, 1905/06, Nr. 6 und 7.

—    M. Vicari, ebenda X, 1907/08, Nr. 3. — Kalbfuß, ebenda XIV, 1911/12, Nr. 23.

40

—    Rheinheimer, ebenda XV, 1912/13, Nr. 20.

Friedrich

Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Nach den früheren Ausführungen ist wohl unmittelbar klar, daß derlei einfache Formeln, welche nur der Größe des Niederschlagsgebietes direkt Rechnung tragen, seine Form und die damit bedingte Mannigfaltigkeit in der Anordnung des Kanalnetzes, sowie die den verschiedenen Gefällswerten und Kanalprofilformen entsprechende Abflußgeschwindigkeit kaum schätzungsweise zu berücksichtigen gestatten, die heute an eine Kanalisationsanlage zu stellenden strengeren Anforderungen unmöglich befriedigen können. Insbesondere fehlt diesen Formeln jegliches Kriterium bezüglich der Regendauer, für welche eine Abflußverminderung infolge Abflußverzögerung überhaupt noch in Anrechnung gebracht werden darf, und muß daher vom Gebrauche dieser noch häufig verwendeten Formeln abgeraten werden.

In der auf das früher angeführte Beispiel Bezug nehmenden Tabelle auf Seite 623 sind die Verhältniswerte von Kanalabfluß zu Oberflächenabfluß für die Regenfälle verschieden langer Dauer berechnet. Es zeigt sich, daß für dieses 110 ha umfassende Niederschlagsgebiet selbst für kurze Regendauer (10 Minuten) der Verzögerungskoeffizient nicht unter 0,6 herabgeht, während derselbe bei Verwendung der Verzögerungsformel mit n = 8:0,56, bei n = 6 : 0,47 und bei n = 4 : 0,32 betragen würde. Die hieraus berechneten Kanaldimensionen würden sonach unbedingt zu klein ausfallen; für länger anhaltende Regen würden sich die Verhältnisse noch weit ungünstiger gestalten.

IV. Tiefenlage, Gefällsverhältnisse und Profilformen der Kanäle.

Mischkanäle sowie die Brauchwasserleitungen bei der Trennkanalisation sind so tief anzulegen, daß auch die Keller in dieselben frei entwässern können oder doch zumindest selbst bei den höchsten Kanalwasserständen ein Austritt von Kanalwasser in die Kellerräumlichkeiten, sowie ein länger anhaltender Rückstau in die Hauswasserableitungen unterbleibt. Die Regenwasserkanäle des Trennsystems können seichter angelegt werden. Vielfach wird auch das zur Entwässerung tief gelegener Hofflächen und Hintergebäude erforderliche Gefälle für die Tiefenlage der Straßenkanäle und Sammler maßgebend. Jene Strecken der Hauptsammler, welche nicht mehr zur Aufnahme der Abwässer, sondern lediglich zur Weiterleitung derselben nach dem Vorfluter oder der Reinigungsanlage dienen, erhalten meist eine flachere Lage und können, wenn dieselben durch unbesiedelte Gebiete führen, oftmals sogar als offene Leitungen ausgeführt werden.

Die Gefällsverhältnisse der Kanäle sind zumeist schon durch die an verschiedenen Punkten erforderliche Tiefenlage der Höchstwasserspiegel, sowie die Niveauverhältnisse des Vorfluters bestimmt. Wo keinerlei Beschränkung vorliegt, folgt man dem Gefälle der Straßenzüge. Für die kleineren Kanal

profile sind nach Frühling folgende Gefällsgrenzen einzuhalten: bei Hauskanälen von 15 cm Lichtweite . . bei Straßenkanälen bis 30 cm. Lichtweite . .

. .    1: 20—1: 50, -- f/ -2%

. . 1:30—1:150,    - »'fi

bei Straßenkanälen von 30—60 cm Lichtweite . . . 1: 50—1: 200. 2% -

Bei bekriechbaren und begehbaren Kanälen können die Gefälle noch weiter herabgesetzt werden, namentlich dann, wenn die Kanalstrecken selbst

schon konstant größere Wassermengen führen oder Gelegenheit zu reichlicher bpulung gegeben ist. Allgemein ist jedoch danach zu streben, bei voller Wasserführung mit der Wassergeschwindigkeit die untere Grenze von 50 bis 60 cm und die obere Grenze von etwa 2 m nicht wesentlich zu über-schi eiten, eine Forderung, der sich neben der Einhaltung entsprechender Gefälle, besonders auch durch die Wahl zweckmäßiger Profilformen Rechnung tragen läßt.

Bei Wahl der Profilform muß man sich stets vor Augen halten, daß in den Kanälen wechselnde Mengen einer mit Schwimm-, Schwebe- und Sinkstoffen beladenen Flüssigkeit abzuführen sind. Demgemäß soll auch bei geringster Wasserführung noch eine zur Hintanhaltung von Sinkstoffablagerungen hinreichende Wassergeschwindigkeit, sowie eine das Weitertreiben der Schwimmstoffe ermöglichende Schwimmtiefe (etwa 3—5 cm) erhalten bleiben. Andererseits darf aber die bei stärkerer Wasserführung auftretende Maximalgeschwindigkeit nicht über jenen Betrag ansteigen, bei dem die schleifende Wirkung des mitgeführten Sandes schon in kurzer Zeit den Bestand gefährdende Schäden an den Kanalwandungen hervorbringen könnte. Diese obere Grenze wird zumeist mit 2—3 m/Sek. angenommen, sollte wohl aber in Spezialfällen auf Grund des Schleppkraftsgesetzes bezw. der Beschaffenheit des Baumateriales und der Sinkstoffe überprüft werden.

Für Straßenkanäle und kleinere Nebensammler, die zumeist durch Ver

legung fabriksmäßig erzeugter Rohre aus Steinzeug oder Zement hergestellt werden, erweist sich der Kreis, sowie das normale Eiprofil (mit einem Verhältnis von Lichthöhe zu Lichtweite wie 3: 2) sowohl mit Rücksicht auf die Fabrikation als auch bezüglich der statischen Verhältnisse und des Wasserführungsvermögens als zweckmäßigste Querschnittsform.

Mehr Freiheit herrscht bei der Formgebung der in der Baugrube selbst in Mauerwerk oder Stampfbeton herzustellenden größeren Sammelkanäle. Diese erhalten zwecks Zusammenhaltung der Niederwässer zumeist stark gekrümmte Sohlenrinnen, event. auch noch besondere Bankette zur Erleichterung

Kreis- bezw. Korbbögen begrenzte Profile

der Begehbarkeit. Derlei von werden als überhöht bezw. gedrückt bezeichnet, je nachdem die Lichtbreite oder kleiner ist als die Lichthöhe. Überhöhte Profile gestatten die

größer

Festigkeitseigenschaften der Baustoffe gut auszunutzen und erfordern daher verhältnismäßig geringere Wandstärken als die gedrückten Profile, Verwendung sich auf Kanalstrecken mit beschränkter Konstruktions-

auch nur deren

höhe, Unterführungen, Notauslässe und dergl. beschränkt.

Berechnung der Abflußgeschwindigkeit in den Kanälen wird die

Zur

Formel:

v = c . yj R • /

verwendet und der Koeffizient c derzeit fast allgemein nach der sogen, gekürzten“ Kutterschen Formel:

„ab

unter

Einführung des Zahlwertes:

_ 100 y/ R

n + yj R

n -- 0,35

40*

berechnet.

Die sich hieraus ergebenden Werte für c stimmen fast voll

kommen mit jenen überein, die sich aus der weniger handlichen älteren Formel von Ganguillet und Kultur:

---j- 28

n

1,00

1 + (23 +

0,00155

0,0015

jR

für «==0,14 und Gefälle 0,001 ergeben. Aus dem Graphikon (Fig. 256) kann der nach der älteren Formel berechnete Koeffizient c direkt abgegriffen werden.

Yr 08. y

C. 67

fri

e • 66.

0_7_

c--6s.

06t:

c- 63 s

08.

c- bl-fe.

0-55^:

c= 60.

C« 58

C*5~

c. ss

OJL

C. 52-S ,

lLüL!,

C«49n.

C. 46-

0-25~

C > kl-B.

0l5~ •

C. 32.

01 -=

C. 25-7.

C - 17 7.

Yr 0 0 -

10

10

20

30

50

60

Fig. 256. Graphikon für den ßanliigkeitskoeffizienten C.

Eine Abstufung des Wertes von n mit Rücksicht auf die Rauhigkeit der verschiedenen, zur Herstellung der Kanäle verwendeten Materialien kann entfallen, da die unvermeidliche Bildung eines die Kanalwand bedeckenden schleimigen Überzuges, der sogen. „Sielhaut“, die spezifischen Rauhigkeitsverhältnisse nach kurzer Betriebszeit in den Hintergrund treten läßt.

Für den Kreis mit dem Radius r bezw. das normale Ei-Profil mit der Lichthöhe 3 r und der Lichtbreite 2 r gelten für die verschiedenen Füllungsgrade nachstehende Beziehungen:

Das etwas höhere Leistungsvermögen vorstehender Profiltypen bei einem Füllwinkel von 308° bezw. 297¹/₂° kann praktisch kaum in Rechnung gezogen werden, da bei derartigen Füllungsstadien stets Abflußstörungen durch Bildung von Oberflächenwellen und Luftstauungen zu gewärtigen sind. Sicherheitshalber ist daher die Leistung des eben voll fließenden Profiles als Maximum anzusehen. Sollen im partiell gefüllten Rohre Stöße vermieden werden, so darf die Füllhöhe etwa ⁵/₆ der Profilhöhe nicht überschreiten.

Zur Erleichterung der Dimensionierung der Kanäle ist auf Tafel XXII ein Graphikon für kreisförmige und eiförmige Profile aufgestellt, aus dem sich die Wassergeschwindigkeiten und Wassermengen für die verschiedenen Rohrkaliber und Gefälle, und zwar bei voll fließenden Leitungen, unmittelbar ablesen lassen.

Mit Hilfe der in den Fig. 257 und 258 gegebenen Diagramme ist es möglich, Wasserführung und Wassergeschwindigkeit bei jedem beliebigen Füllungsgrade der Kreiskanäle und Eikanäle mit einem für praktische Zwecke vollkommen hinreichenden Genauigkeitsgrade aus den entsprechenden Werten für das vollfließende Profil abzuleiten. Der Gebrauch der Diagramme sei durch nachstehende Beispiele erläutert.

1 Ein Kreiskanal mit 500 mm Durchmesser ist im Gefälle von 1: 100 verlegt; bei welcher Füllhöhe und Abflußgeschwindigkeit vermag derselbe eine 250 sl. abzuführen?

Wassermenge von

³⁵⁰

dieser Wassermenge zum Abflüsse kommen sollen, ergibt das Diagramm der Wassermengenkurve eine relative Füllung von 0,62 der

Nach dem Graphikon auf Tafel XXII führt das volllaufende Profil 1 mit einer Geschwindigkeit von 1,75 m/Sek. Da nur 250/350 = 0,71

(Fig. 257) an

beträgt rund 1,75.1,08 = 1,89 m/Sek.

Profilform

Füllwinkel

Wasserquerschnitt F m²

Benetzter Umfang U m

Profilradius

Abflußgeschwindigkeit v m/Sek.

Abflußmenge Q m³/Sek.

Anmerkung:

Kreis

180°    1,571    r²    3,142 r    0,500    r    0,707    c    y/rj    1,111 c VW

257^ ⁰ 2,735    r²    4,493 r    0,609    r    0,780    c    y/VJ    2,133 c y/P\7

308°    3,082    r²    5,379 r    0,573    r    0,757    c    yfTJ    2,333 c y[t*J

360°    3,142    rl    6,283 r    0,500    r    0,707    c    yfrj    2,221 c y/^7

0,795 c- v r J 2,400 c y/r* J

Ei

180° 3,023 r² 4,788 r 0,631 248¹/₂° 4,086 r² 5,984 r 0,683 r 0,826 r {r j 3,377 c yA⁵7

297^2 ⁰ 4,493 r°- 6,841 r 0,657 r 0,810 c yj r J 3,641 c yjr* J 360° 4,594 r² 7,930 ^ 0,579 r 0,761 c yfrj 3,496 c vV⁵?

Halbe Füllung.

Profil größter Geschwindigkeit. Profil größter Abflußmenge. Volle Füllung.

Kämpferfüllung.

Profil größter Geschwindigkeit. Profil größter Abflußmenge. Volle Füllung.

Profilhöhe, also 500.0,62 = 310 mm. Die zugehörige Wassergeschwindigkeit das 1,08 fache derjenigen des vollfließenden Querschnittes, d. i.

2. Ein Eikanal 105/70 cm, der bei einem Gefälle von 5 °/₀₀ und bei Trockenwetterabfluß eine Wassertiefe von 25 cm aufweist, soll durch einen Notauslaß so weit entlastet werden, daß derselbe unterhalb des letzteren nur noch die mit der vierfachen Regenmenge verdünnte Brauchwassermenge abführt. Wie groß ist dann die Füllhöhe? Der Kanal führt volllaufend nach

K reis profil.

Ei profil Ts: 1.

ü.

1' 08 _

4-15

4 05

X“

~r

•<

o;85

0 91

Füllunöshöh

P P ö o ^    cri

r,C

-,K

’ie.o

0:1 o'u o'g 0'8 l'o ta

O'Z

0'4    0'6    Q'8 i'o

Fig. 257.

Fig. 258.

Graphische Darstellung der Beziehungen zwischen Füllungshöhe, Wassergeschwindigkeit und Wassermenge in teilweise gefüllt fließenden Kreis- und Eikanälen.

dem Graphikon auf Tafel XXII 1000 sl. bei 1,45 m Geschwindigkeit. Bei Trockenwetterabfluß, d. i. bei einer Füllhöhe von 25 cm bezw. 25/105 = 0,238 der Profilhöhe, ergibt sich nach dem Diagramm (Fig. 258) eine Leistung von 10 °/₀ der vollen Kapazität, d. i. 100 sl. Bei Regenwetter soll unterhalb des

/!\

<v 1 '

\l.

VS

TS

‘-'—r

-7*

■r

r-

\v

Gedrücktes Ei.

Haubenprofll.

Fig. 259.

Maulprofll.

Elliptisches Profil.

Notauslasses die fünffache Wasserführung, d. i. 500 sl. bezw. 50 °/₀ der Leistung bei voller Füllung, herrschen. Hierfür ergibt das Diagramm eine * relative Füllung von 0,58 der Profilhöhe, d. i. 1,05.0,53 = 55,6 cm Wassertiefe. Dem entspricht eine Abflußgeschwindigkeit von 1,45.0,79 = 1,40 m/Sek.

Für die in Fig. 259 skizzierten, häufig verwendeten Profiltypen ergeben sich für das volllaufende Profil nachstehende Hauptwerte (ausgedrückt als Funktion der halben lichten Breite r des Profiles).

Zur direkten Ablesung der in diesen und ähnlichen Profiltypen bei voller und partieller Füllung abfließenden Wassermengen bestehen zahlreiche Tabellen werke, graphische Tafeln und Rechenschieber.¹)

V. Bauliche Durchführung der Kanäle.

Kanäle mit kleineren Lichtweiten (Straßenkanäle, Nebensammler) werden zumeist als Rohrkanäle aus fabriksmäßig erzeugten Steinzeugröhren (glasierten Tonröhren) oder Zementröhren, Kanäle mit größeren Lichtweiten hingegen in Ziegelmauerwerk oder Stampfbeton in der Baugrube selbst hergestellt. Bruchsteine finden als Werksteine zumeist nur an einzelnen, der Abnutzung besonders ausgesetzten Stellen Verwendung.

Der Druck des Füllbodens wird unmittelbar nach dem

Die statische Beanspruchung des Baumateriales der Kanäle durch den inneren Wasserdruck bleibt zumeist ziemlich gering. Dies gilt nicht nur für den normalen Zustand partieller Füllung, sondern auch noch dann, wenn ein Kanal bei Regengüssen von außerordentlicher Intensität vorübergehend als Druckleitung wirken sollte. Andererseits ergeben sich durch den Druck des Füllbodens, sowie durch Verkehrslasten oft ganz bedeutende Materialbeanspruchungen.

Einbau seinen Größtwert erreichen, später aber nach eingetretener Setzung und Verspannung gegen die Baugrubenwandungen wieder abnehmen. Den statischen Untersuchungen wird gewöhnlich die Annahme zugrunde gelegt,

Vicari

von

Profiltype:

Profil

höhe

Profilfläche F m³

Be

netzter

Umfang

Profilradius R m

Abflußmenge Q m³/Sek.

Gedrücktes Ei .    .

2,586 r

3,983 r²

7,205 r

0,553 r

220,26 rs

n -f- 0,744 vT

Haubenprofil.    .    .

2,268 r

3,388 F

6,882 r

0,492 r

166,69 r³

n-r 0,702 yjr

• V/

Maulprofil.    .    .

1,268 r

1,936 r²

5,236 r

0,370 r

71,63 r³

n -(- 0,608 y/ r

Elliptisches Profil .    .

1,414 r

2,182 F

5,362 r

0,407 r

88,81 r³

n + 0,638v/r

■ iJ

daß der Gesamtdruck px des frischen Füllbodens mit wachsender Verlegungs-tiefe nurmehr langsam zunehme, etwa bei 5 m seinen Maximalwert erreiche und weiterhin sogar konstant bleibe.

Auf eine Baugrubenbreite von B Meter und ein Volumgewicht des Füllbodens von 2000 kg/cm⁻² bezogen, entspricht dieser Annahme die Formel:

= 26,67 B [125 — (5 — /)⁸] kg pro lfd. m.

(5 - tf

75

Hat sich das Material später vollkommen gesetzt, so dürfte es genügen, als bleibenden Druck des Füllbodens nurmehr ²/₃ des Anfangswertes in Rechnung zu stellen. Dieser Belastung ist dann noch die Wirkung rollender Lasten p.₂ hinzuzufügen. Nimmt man an, daß die Verkehrslast im Maximum 5000 kg/m² betrage und ihr Einfluß mit dem Quadrate der Tiefe abnehmend sich nur bis auf etwa 5 m unter Terrain fühlbar mache, so gilt die Beziehung:

= 5000 B —    = 200 B (5 — t)² kg pro lfd. m.

Hiernach ergibt sich für 1 m² Baugrubenfläche und verschiedene Tiefenstufen / in m:

/= 1 px = 1627 ²lsPi = 1085 p.₂ - 3200 "Vs Pi ~L P2 ⁼⁼ 4285

Demgemäß kann bei Kanaltiefen von 3 m und darüber der Bodendruck unmittelbar nach der Verfüllung statisch ungünstiger wirken als nach eingetretener Setzung unter Mitwirkung der Verkehrslast.

2613

3120

3307

1742

1800

3542

2080

2205

3333 kg/m2 2222

800

200

2880

2405

2222

1. Kanäle aus Steinzeugröhren.

Steinzeugröhren werden aus hochbildsamen, reinen, reichlich Kieselsäure enthaltenden Tonen hergestellt, die bei verhältnismäßig niederer Brenntemperatur sintern und sich dicht brennen, ohne ihre Gestalt wesentlich zu verändern. Zur Erhöhung der Dichtigkeit werden die Rohre schon während des Brennprozesses durch Einwerfen von Kochsalz in die Brennöfen mit einer Salzglasur (Natronsilikat) versehen. Hierdurch erlangen die Rohre einen hohen Grad von Widerstandsfähigkeit gegen die chemischen Einwirkungen des Kanalwassers und gegen mechanische Verletzung durch die Scheuerwirkung der Sinkstoffe.

Die Güte des Rohmateriales wird vielfach auf Grund seiner Wasseraufnahmsfähigkeit beurteilt. Der Kochprobe, d. h. einer Trocknung auf 120°, sowie einstündiger Lagerung in kochendem und 23stündiger Lagerung in Wasser von Zimmertemperatur unterworfen, soll ein Rohrscherben eine Ge-wdchtsvermehrung von höchstens 3 °/₀ erfahren. Die Druckfestigkeit der Scherben beträgt im Mittel etwa 1700 kg/cm², die Zugfestigkeit 70—80 kg/cm².

Für die kurrenten Leitungsstrecken werden fast ausschließlich Muffenröhren mit Baulängen von 80—100 cm bei 7 cm Muffentiefe verwendet. Die

gebräuchlichen Durchmesser (vergl. Tabellen 600 mm, die Wandstärke zumeist — -f- 10 mm.

auf S. 634—636) betragen 50 bis

In neuerer

normal! d*esen Dimensionen besitzen die Rohre genügend Festigkeit, um die V l T BeansPruchungen durch den Außendruck des Füllbodens bezw. die ei .ehrslast je nach der Lichtweite mit 1,6—9facher Sicherheit auszuhalten, egen erstörung durch Innendruck besitzen die einzelnen Rohrstutzen ieden-fa 1* wesentlich höhere Festigkeit als der ganze Rohrstrang, da sich den zahlreichen Muffendichtungen auch bei sorgfältigster Herstellung stets Stellen geringerer Widerstandsfähigkeit ergeben. Neben den geraden Muffenröhren werden zur Vermittlung des Überganges zwischen verschiedenen Rohrkalibern Reduktionsstücke für Richtungsänderungen, Bogenröhren mit Zentriwinkeln von 90, 00, 45, 30 und 15° verwendet. Für die Zusammenführung von Rohrkanälen werden einfache oder doppelte Abzweigröhren angefertigt. Hierbei sind die schiefen Abzweigungen den senkrechten unbedingt vorzuziehen. Die vorgenannten Fassonröhren erhalten zumeist 60 cm Baulänge.

Zeit werden auch Steinzeugröhren mit elliptischem und eiförmigem Querschnitt angefertigt. Dieselben stellen sich aber zufolge der Schwierigkeiten in der Herstellung, namentlich zufolge der Gefahr des Verziehens beim Brennen wesentlich teuerer als Kreisröhren.

Die Verbindung der Steinzeugröhren erfolgte früher zumeist mit Hanfstrick und Lehmausstampfung der Muffe. Die geringe Widerstandsfähigkeit dieser Materialien gegen wiederholten Wechsel von Trockenheit und Feuchtigkeit, sowie die vollständige Zerstörung der Dichtung durch den geringsten inneren Überdruck haben zum gänzlichen Aufgeben dieser Dichtungsart geführt. Auch die Dichtung mit Zementmörtel hat sich nicht voll bewährt, denn abgesehen davon, daß durch Verwendung minderwertiger Zemente oder nicht vollkommen reinen Sandes ein Zersprengen der Muffe zu befürchten ist, wird bei gelungener Dichtung der Rohrstrang zu einem unnachgiebigen Ganzen, das bei der geringsten Setzung einen Rohrbruch herbeiführen kann. Die beste Dichtung erfolgt unter Verwendung von Asphaltkitt, einer Mischung von Asphalt, Goudron und Teer. Dieselbe wird ähnlich wie die Bleidichtung von gußeisernen Wasserleitungsröhren ausgeführt. In die Muffe wird zuerst ein geteerter Hanfstrick mit dem Dichteisen fest eingestampft und nach Anbringung eines Lehmwulstes oder eines Gießringes der heiße Asphaltkitt in dünnflüssigem Zustande eingegossen. Es gibt auch Vorrichtungen, welche ermöglichen, den Hanfstrick, der in Berührung mit den Abwässern leicht der Zerstörung durch Fäulnis unterliegt, ganz wegzulassen. Der zu diesem Zwecke viel verwendete Beinhauersche Apparat besteht aus einem zylindrischen Luftkissen, das, unter den Stoß geschoben und aufgepumpt, die Fuge nach innen vollkommen dicht schließt und so ein Eindringen des flüssigen Dichtungsmateriales in das Rohrinnere hindert.

Der Bedarf an Asphaltkitt beträgt ungefähr (nach A. Frühling) pro

.    150 200 250 300 350 400 450    500 600

Verbindungsstelle:

Rohrweite in Millimeter .    .

Kittbedarf in Kilogramm...    1,0    1,2    1,5    2,0    3,5    5,0    7,7    9,0    10,0

Der Preis des Asphaltkittes beträgt ca. .    7—8,5 K ö. W. pro 100 kg.

Der Preis der geteerten Hanfstricke ca. . 50—55 K ö. W. pro 100 kg.

300    350    400    450    500    600

7,06    9,62    12,56    15,90    19.63    28,27

28    28    30    33    33    35

64    80    95    114    129    170

8,00    10,40    13/20    16,20    19,80    30,00

300    350    400    450    500    600

4,20    5,60    7,30    8,00    10,00    15,00

6,00    11,20    14,10    16,00    20,00    30,00

10,00    14,20    17,00    18,70    25,30    33,00

12,60    19,00    22,60    27,00    36,80    47,50

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620

18,00 18,00 24,00

Glasierte Steinzeugröhren’) (vollwandig)

Gerade Röhren mit festen Muffen.

100    125    150    175    200    225    250

0,78    1,23    1,76    2,40    3,14    3,97    4,90

20    20    21    21    22    23    23

18    22    28    34    37    42    49

2,00    2,40    3,00    3,10    4,40    5,20    6,00

Preise der Fassonstücke in Kronen ö. W.

175    200    225    250

2,00    2,20    2,45    2,90

2,70    3,10    3.60    4,20

4,60    5,40    6,20    7,20

6,20    7,20    8,00    9,20

100

8. S S a

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50    75

0,19    0,44

18    19

10,2    13

1,20    1,50

50    75

0,60    0,75

0,90 1,20 1,80 2,00 2,30    2,50

Lichter Rohrdurchmesser in

Millimeter......

Querschnittsfläche in Quadratdezimeter .....

Fleischstärke in Millimeter . Gewicht pro lfd. m in Kilogramm .......

Preise pro Meter ßaulänge .

Lichter Durchmesser in Milli

meter.......

Reduktionsstücke . . . Bogen und Kniestücke . Einfache Zweigröhren Doppelte Zweigröhren .

») Nach dem Preisblatte der Tonwarenabteilung der Niederösterreichischen Eskompte-Gesellschaft, v\ ien.

Zementröhren mit kreisförmigem Querschnitt.

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1050,700 1200/800 1350,900 1500,1000

99,69    115,03

115

170

1400

110

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28,80    36,00

Gewicht Preis¹)

pro Meter Baulänge

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56,22    72,44

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Lichtweite in Millimeter.....

Fläche des Durchfiuüprofiles in Quadratdezimeter .    .    .

Wandstärke in Millimeter

1,00 1,20 1,70 2,00 2,30 2,60 2,90 3,60

Zementröhren mit eiförmigem Querschnitt.

0,9t)

300)200 375/250 450/300 525)350 600/400 725/500 900 600 7,17    10,32    13,06    18,36    27,76    41,31

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f Kämpfer. \ Scheitel .

Gewicht pro lfd. m in Kilogramm Preise¹) pro Meter Baulänge in Kronen ö. W............

115

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12,00    19,20    22,80

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Schmutzwasserprofil:

Fläche

Höhe

Breite

52

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45

4,59

38

60

63

45

158    218    305

38

Lichtweite in Millimeter.....

Fläche des Durchfiuüprofiles in Quadratdezimeter .    .    .

Wandstärke in Millimeter

6,60 8,10 12,00

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130

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3,00    4,30

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Gewicht pro lfd. m in Kilogramm . Preise¹) pro Meter Baulänge in Kronen

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i) Preise nach H. Joly, Technisches Auskunftsbuch.

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Zementröhren mit Eiseneinlage, System Zisseler.¹)

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Lichtweite in Millimeter......

Wandstärke in Millimeter Gewicht pro lfd. m in Kilogramm. . Preis pro lfd. m Baulänge in Kronen ö. W Preis innen mit Asphalt-Anstrich .    .

Preis der Rohrunterlagsstücke pro Stück

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eiförmigem Querschnitt (mit Unterlage).

Monierröhren mit

1050/700

900/600

750/500

600/400

525/300

450/300

375/250

300/200

40

267

19,20

35

31

27

24

22

20

18

209

165

109

96

77

57

42

15,00

10,80

7,80

7,20

6,50

4,80

3,60

Weißenbach a. d. Triesting, N.-Ö.

Lichtweite²) in Millimeter . . . . Wandstärke in Millimeter . . . . Gewicht pro lfd. m in Kilogramm . Preis³) pro lfd. m in Kronen ö. W.

Lichtweite in Millimeter.....

Wandstärke in Millimeter . Gewicht pro lfd. m in Kilogramm Preis³) pro lfd. m in Kronen ö. W.

X) ^ach dem Preisblatte der Zementwarenfabrik Adolf Baron Pittel 2 J?iC Lichtweiten 200-600 mm mit Muffen, 700-1500 mit Unterlagen ) Preise nach H. Joly, Technisches Auskunftsbuch.

2. Kanäle aus -Zementröhren.

. Röhren aus Zement bezw. Zementbeton werden sowohl mit kreisförmigem als auch eiförmigem Querschnitt fabriksmäßig hergestellt.

+ 20 mm

Für Kreisrohre beträgt die Wandstärke: w =    15 mm bis —

im Scheitel und an der

bei größeren Lichtweiten erhalten die Rohre vielfach

Sohle eine Wandverstärkung gegenüber dem Kämpfer. Zwecks besserer Auflagerung in der Baugrube wird die Sohle überdies eben ausgefübrt und beträgt die Aufstandsbreite zumeist ²/₃ des Rohrdurchmessers.

Kämpferstärke . a/ = 0,l</+20 mm, Aufstandsbreite, b = 0,6 d + 30 Derlei starkwändige Zementrohre werden zumeist in Lichtweiten bis zu 1,0 m hergestellt. Die Baulänge beträgt 1,0 m. Fassonröhren (Verjüngungsstücke, Bogenstücke, Abzweigstücke) erhalten zumeist 60 cm Baulänge. Die Rohrverbindung erfolgt mit Halbfalz, als Dichtungsmittel dient fast ausschließlich Zementmörtel. Bei Ausführung der Dichtung ist darauf zu achten, daß die zu verbindenden Rohrenden gut angenäßt werden, um ein sicheres Abbinden des Mörtels zu erzielen. Der ins Innere des Rohres quellende Mörtel ist sorgfältig glatt zu streichen und die Fuge außen mit einem Zementwulst zu überdecken.

Die normalen Eiprofile (mit dem Achsenverhältnis 3:2) erhalten: Scheitelstärke . s = 0,185 d,

mm.

Sohlenstärke . s = 0,14^+15 mm,

Besondere Typen starkwandiger Zementröhren wurden von Stadtbaurat Metzger-Bromberg für die Zwecke der Trennkanalisation eingeführt. Dieselben bestehen aus einer zu einem einzigen Körper vereinigten Doppelleitung mit einem größeren oben angeordneten Kreisprofil für die Ableitung der Regenwässer und einem darunter liegenden gedrückten Profil für die Schmutz wasserabfuhr.

Dünnwandige Zementröhren werden mit Eiseneinlagen versehen und entweder als Muffenröhren (Zisselerröhren) oder mit glatten Enden ausgeführt und dann mit Überschubmuffen verbunden. Zur Sicherung der Auflagerung werden besondere Unterlagsstücke verwendet.

Zementrohre besitzen den mechanischen und chemischen Angriffen des Kanalwassers gegenüber eine geringere Widerstandsfähigkeit als Steinzeugrohre.Die Wand wird durch die schleifende Wirkung des mitgerissenen Sandes verletzt und durch etwa im Abwasser vorhandene, namentlich den Gewerbe- und Industrie-Betrieben entstammende freie Säuren und Alkalien aufgeweicht und zerfressen. Auch starker Kohlensäuregehalt kann durch den Entzug des im Zemente enthaltenen Kalkes die Rohrwand zerstören.

Die auf

an

Besondere Übelstände haben sich an Zementrohrkanälen gezeigt, die in kalkarmen, Schwefelkies enthaltenden Moorböden verlegt waren. Durchlüftung des Bodens bei Eröffnung des Rohrgrabens oder auf dauernde Grundwassersenkung zurückzuführende Bildung freier Schwefelsäure führte mehreren Orten (z. B. Osnabrück) zum raschen Untergange ganzer Kanal-

strecken.

fetterer

Diese Unzukömmlichkeiten konnten bisher weder durch die Verwendung Zementmischungen noch durch die Auftragung bituminöser Schutz-

anstriche oder Fluate ganz überwunden werden und haben mehrere kommunale Verwaltungen veranlaßt, auf die Verwendung der zumeist etwas billigeren Zementröhren zugunsten der Steinzeugröhren ganz zu verzichten oder erstere nurmehr dort zu verwenden, wo lediglich gut entsandete, stark verdünnte Abwässer (Regenkanäle) zum Abfluß gelangen.¹)

3. Kanäle in Ziegelmauerwerk.

Bei Einbau nach unten stark verjüngter Kanalprofile (Eiprofile) wird die Baugrube in standfähigem Boden nur in ihrem oberen über der Kämpferlinie liegenden Teile abgesteift, der untere Teil hingegen genau nach der äußeren Umrißlinie des Profiles ausgehoben und das Ziegelmauerwerk im Anschluß an ein Sohlstück aus hartem Werkstein, Steinzeug oder Stampfbeton in direkter Berührung mit dem gewachsenen Boden ringförmig hochgeführt.

Im weniger standfähigen Materiale bedarf auch der untere Teil der Baugrube einer sorgfältigen Absteifung, welche dann zwecks leichterer Arbeit von der äußeren Profilsbegrenzung etwas abgerückt wird. Die zwischen letzterer und der Baugrubenwand verbleibenden Zwickel werden mit Ziegeln hintermauert oder mit Magerbeton oder eingeschlämmtem Sand hinterfüllt. Die einzelnen Ziegelringe schließen sich auch hier zumeist an ein besonderes Sohlstück.

Profile mit breiter Sohle werden bei Ausführung in Ziegelmauerwerk vielfach über einer durchlaufenden Sohlplatte aus Stampfbeton aufgemauert. Der im Bereiche des Trockenwetterabflusses liegende Teil der inneren Leibung ist mit besonders harten Ziegeln oder Klinkern auszuführen, um diesen den stärksten mechanischen Angriffen ausgesetzten Profilabschnitt besonders widerstandsfähig zu machen. Die Innenfläche ist nach Entfernung der Wölbetrommeln sorgfältig vom anhaftenden Mörtel zu reinigen, die Fugen werden auf 1—P/2 cm Tiefe ausgekratzt und mit Zementmörtel 1 : 1 sauber verfugt. Die äußere Leibung erhält einen rauhen Verputz.

4. Kanäle in Stampfbeton.

Kanäle in Stampfbeton werden unter Verwendung kräftiger Lehrgerüste oder Schaltrommeln für die innere Leibung des Profiles in die bis zur Sohle abgesteifte oder nach der äußeren Profilsbegrenzung ausgehobene Baugrube eingebaut. Hinsichtlich der Eignung des Betons für derlei Herstellungen gelten die bereits bei Besprechung der Zementrohre hervorgehobenen Gesichtspunkte. Für Kanäle mit geringer Sinkstoffführung und mäßiger Abwasserkonzentration genügt es, den Beton durch einen glatten Zementverputz im Mischungsverhältnis 1: 2 zu schützen. Ein wirksamerer Schutz läßt sich erzielen, indem man das Profil im Bereiche des Trockenwetterabflusses mit Steinzeugschalen (Knauffschen Platten, Fig. 260) oder mit einer Rollschaar aus Klinkerziegel auskleidet (Fig. 261).

*) Vergl. Stadtbaurat Ha che-Gleiwitz: Tonröhren bezw. Steinzeugröhren oder Zementröhren, eine kritische Studie zur Beurteilung für die Auswahl von Kanalbau-Materialien. Gleiwitz 1912. Enthält neben zahlreichen Literaturangaben die Auskünfte von 223 Städten bezüglich der Verwendung der einzelnen Rohrgattungen.

Bei größeren Kanaldimensionen erweist sich das in Fig. 262 dargestellte

a“benProfl1 als äußerst ökonomisch, dessen Ausmaße sich als Funktion der Lichtbreite b

nachstehenden Grundbeziehungen ergeben:¹) Aufstandsbreite

aus

Lichte Profilhöhe . Scheitelstärke .    .

Sohlenstärke . . Widerlagerstärke . Lichtquerschnitt Betonquerschnitt .

B = 1,44 b + 40 cm. h = 0,95 b. si ⁼ 0,05 b T 10 cm. s₂ = 0,04 6+10 cm. w = 0,18 6+ 10,8 cm.

F = 0,634 6².

Q = 0,368 b² + 0,414 b + 0,11.

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Mg. 260. Eikanal aus Stampfbeton mit Stemzeugschalen.

Mg. 261. Sammelkanal in Stampfbeton mit Klinker-Auskleidung.

Das in die wiederverfüllte Baugrube zusitzende Grundwasser findet zumeist schon längs der äußeren Kanalwandung hinlängliche Abflußmöglichkeit

Bei stärkerem Grundwasseran-drange und überall dort, wo eine dauernde Tieferlegung des Grundwasserspiegels angestrebt wird, werden Drainröhren oder gelochte Steinzeugröhren längs der Kanalsohle oder unter derselben verlegt. Eine Einleitung der gesammelten Grundwässer in den Kanal darf nur so vorwerden, daß nicht

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genommen auch umgekehrt Kanalwasser in den Untergrund austreten kann. Dies kann dadurch bewerkstelligt werden, daß die Sickerröhren gedichtete Tonrohrleitungen

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Mg. 262. Haubenkanal in Stampfbeton.

jvfach Stadtbaumeister Preszprich-Dresden, Die Anwendung des Stampf-bei den Dresdener Kanalbauten. Beton und Eisen, VII. Jahrg., 1908, Heft Vf.

angeschlossen, letztere allmählich hochgeführt und nach Erreichung des entsprechenden Niveaus über dem höchsten Kanalwasserspiegel zum Ausgießen gebracht werden.

¹

Imhoff, Taschenbuch für Kanalisations-Ingenieure, 2. Auflage, Berlin 1912.

—    Th Heyd, Die Wirtschaftlichkeit bei den Städteentwässerungs-Verfahren, Mannheim 1908. — B. Weyrauch, Hydraulisches Rechnen, 2. Auflage, Stuttgart 1912. — Taschenbuch „Hütte“, III., Bauingenieurwesen, 21. Auflage. — A. Judt, Logarithmische Tabellen für Kanalisation, München 1912. — Schmidt, Die gebräuchlichsten Kanalprofile und ihre Leistungs- und Geschwindigkeitskurven, Duisburg 1909.

—    A Städing, Kanalkurven zur Bestimmung der Abflußmengen und Geschwindigkeiten in Rohrleitungen und Kanälen, Barmen 1910. — Kanalisationsrechenschieber

Rechenschieber für Fluß- und Kanalbau von Kaumann.

VI. Notauslässe und Regenüberfälle.

Da bei Dimensionierung der Sammler nicht auf die größten Niederschläge Rücksicht genommen werden kann, sind dieselben mit Einrichtungen zu versehen, welche bei größerem Wasserandrange eine wirksame Entlastung nach einem offenen Vorfluter gestatten. Vielfach werden derartige Entlastungsanlagen sogar schon für normale Regenabflüsse zugelassen, da die Regenwässer zumeist nur bei Regenbeginn einen höheren Verschmutzungsgrad aufweisen, hingegen bei länger anhaltenden Niederschlägen nach Abschwemmung des Straßenschmutzes und der etwa in den Kanälen selbst während einer vorhergegangenen Periode geringeren Wasserabflusses abgelagerten Sinkstoffe mit dem Brauchwasser zusammen als verhältnismäßig schwach verunreinigtes Mischwasser abfließen. Dementsprechend ist es manchmal wohl zulässig, einen Teil des Mischwassers noch innerhalb des Bereiches des Kanalisationsgebietes nach einem passend gelegenen offenen Vorfluter abzuführen und dann an den für die Ableitungskanäle weiterhin erforderlichen Dimensionen wesentlich zu sparen.

Der Verdünnungsgrad der Schmutzwässer, welcher vor Beginn der Wirksamkeit eines solchen Regenwasserüberfalls erreicht werden muß, kann lediglich von Fall zu Fall beurteilt werden. Das Mengenverhältnis zwischen Kanalwasser und Wasserführung des Vorfluters, dessen Entfernung und Höhenlage dem Kanalisationsgebiete gegenüber, sowie endlich der Mehraufwand, den die Ableitung eines mehr minder großen Teilquantums von Mischwasser bis zur Ausmündungsstelle für den Trockenwetterabfluß zur Pumpstation oder zur Abwasserreinigungsanlage erfordern würde, bilden hierbei die in erster Linie maßgebenden Gesichtspunkte.

Im allgemeinen schwankt das Verdünnungsverhältnis zwischen 1 : 2 bei sehr wasserreichen Vorflutern und etwa 1:4 bis 1:6 bei ungünstigeren Vorflutverhältnissen. Der Vorschlag, die an Regenüberfällen abzugebenden Mischwässer bei ungünstigen Vorflutverhältnissen durch Einschaltung von Rechen, Sieben oder Gittern einer Grobreinigung zu unterwerfen, dürfte sich wohl nur bei größeren Anlagen als durchführbar erweisen.

Bei entsprechender Höhenlage zwischen Kanal und Vorfluter werden Regenwasserüberfälle als vollkommene Überfälle (Streichwehre) angelegt. Die Wehrkrone wird dann an jenes Niveau verlegt, bei dem der geforderte Verdünnungsgrad des Trockenwetterabflusses eben erreicht erscheint. Die rechnungsmäßige Ermittlung der erforderlichen Wehrrückenlänge ist ziemlich unsicher¹) und sind daher den aus den gebräuchlichen Formeln für Überfälle abgeleiteten Werten aus Sicherheitsgründen immer noch entsprechende Zuschläge hinzuzufügen.

J) Vergl. hierzu die Aufsätze von Prof. Frühling bezw. Dipl.-Ing. Th. Lutz im Gesundheitsingenieur, XXXI. und XXXII. Jahrgang.

Ausbildung eines vollkommenen Überfalls erforderliche Höhenunterschied zeitweilig (z. B. bei Hochwasser im Vorfluter) oder gar auernd, so muß der Auslaß mit von Hand regulierbaren oder automatisch wirkenden Aufsätzen, Klappen oder Schützvorrichtungen versehen werden, um womöglich trotz wechselnder gegenseitiger Höhenlage der Wasserspiegel immer noch das gewünschte Wasserquantum abgeben zu können bezw. ein Einströmen von Wasser aus dem Vorfluter in den Kanal hintanzuhalten. Über hierfür in Betracht kommende betriebssichere Konstruktionen die Kataloge der Spezialfirmen auf dem Gebiete der Erzeugung von Kanalisationsartikeln (E. Geiger, G. m. b. H., Karlsruhe, Böcking & Co., Halberger-hütte u. a.) reiches Material.

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liefern

Die durch Not- bezw. Regenauslässe abzuführenden Wassermengen bezw. die Zeitdauer der Überströmung lassen sich aus den Abflußmengendiagrammen unschwer ermitteln.

VII. Einsteigschächte, Revisions- und Lampenlöcher.

An sämtlichen Vereinigungsstellen von Kanälen, bei Profil- und Richtungsänderungen sowie Gefällsbrüchen sind Einsteigschächte anzuordnen, deren gegenseitiger Abstand event. durch Zwischenschaltung von Einstiegen in die kurrente Kanalstrecke je nach der Lichtweite des Profiles

mit 60—100 m zu bemessen ist. Die Einsteigschächte müssen in ihrem unteren Teile eine Mindestlichtweite von 1 m erhalten und dieses Ausmaß auf Manneshöhe beibehalten, um den Kanalarbeitern ein Aufrechtstehen und freies Hantieren mit den Reinigungswerkzeugen zu ermöglichen.

Nach oben können die Schächte

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konisch oder treppenförmig einge-um die Anbringung

zogen werden, eines tragfähigen Schachtdeckels zu Die Schächte erhalten

erleichtern, runden oder quadratischen Querschnitt und werden in Ziegelmauei-oder fabrik-

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werk, Stampfbeton mäßig hergestellten Schachtringen aufgeführt. Im letzteren Falle wird die Sohle zumeist erst nachträglich da sich bei dieser

Ausführungsweise die rinnenförmige Durchführung der anschließenden Kanaleinfachsten bewerkstelligen läßt. Die früher übliche Ausführungs-: tiefe zu legen als die Sohle der einmündenden bezw-Dritte uflage. II. Band.    H

Fig. 263. Einsteigschacht.

einbetoniert,

profile am weise, die

Friedrich, Wasserbau.

abgehenden Kanäle, ist nicht empfehlenswert, da sonst jeder Einsteigschacht als Schlammfang wirkt und ständiger Reinigungsarbeit bedarf. Bei Kanälen mit stärkerer Wasserführung sind die Einsteigschächte seitlich von der Kanalachse anzuordnen und unten mit einer über dem Niveau des Trocken wetter-abflusses liegenden Plattform abzuschließen.

Vielfach werden die Einsteigschächte auch als Schneeeinwürfe benutzt. Dies erscheint nur dort zulässig, wo eine reichliche Brauchwasserführung die zum Auftauen des Schnees erforderliche Wärmemenge verfügbar macht und überdies genügend Gefälle vorhanden ist, um den Schnee während des Auflösungsprozesses rasch abzutreiben, ohne schädlichen Rückstau hervorzubringen.

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Fig. 264. Lampenschacht.

Die Revisions- und Lampenschächte bestehen aus einfachen, auf den Scheitel der Rohrkanäle aufgesetzten, vertikal nach oben geführten Steinzeugröhren, die im Straßenniveau unter einer von dem Rohre unabhängig fundierten Straßenkappe endigen. Diese Schächte dienen dazu, um die Rohrstrecken von geringer Lichtweite durch Ableuchten auf ihren Betriebszustand untersuchen zu können. Liegt ein Lampenschacht zwischen zwei Einsteigschächten, so kann eine Besichtigung der Zwischenstrecke von letzteren aus unmittelbar erfolgen, während die Inspektion der Zwischenstrecke zwischen zwei Lampenschächten die Verwendung von Spiegeln erforderlich macht. Lampenschächte sollten nur unter besonders beschränkten Raumverhältnissen als Ersatz von Einsteigschächten angelegt werden.

VIII. Strafseneinläufe.

Zur Einleitung der Straßenabwässer in die Kanäle dienen Einlaßobjekte, welche beiderseits der Fahrbahn angeordnet werden. Bei verkehrsreichen Straßen mit schwachem Gefälle darf die Distanz der einzelnen Einlässe 40 bis 50 m nicht überschreiten, bei schwächerem Verkehr und starkem Gefälle können dieselben 80—100 m auseinanderliegen. Bei der Austeilung sind die Straßenkreuzungen in erster Linie zu berücksichtigen. Der Wassereintritt erfolgt durch in der Rinnsteinsohle angeordnete Roste oder durch im Bordstein der Seitenwege eingearbeitete Öffnungen (Froschmäuler). Die Sinkkasten werden zumeist fabriksmäßig aus Gußeisen, Steinzeug oder Zementbeton angefertigt. Sie besitzen Lichtweiten von 35—45 cm und 1,80—2,50 m Gesamttiefe (Fig. 265). Zwecks Erleichterung der Schlammentfernung wird der Schlammfang mit einem stark verzinkten eisernen Eimer ausgestattet, der sich mit seinem oberen Rande genau an die mit einem Dichtungsring versehene Sinkkastenwand anschließt. Der Eimerboden wird aufklappbar hergestellt, um die Schlammentleerung zu erleichtern. Derselbe erhält außerdem eine kleine, nach innen öffnende Bodenklappe, damit das bei Ausheben des Eimers in den untern Teil des Sinkkastens eingedrungene Wasser von unten her in den wieder eingesetzten Eimer einströmen kann, andernfalls letzterer aufschwimmen würde.

muß,    VOn Kanalluft verhindern und

möglichst lang längerer Trockenheitsperioden ,,    un§’ ^es abgehenden Rohres muß zwecks

Verstopfungen schlank gehalten werden. Das Abfallrohr zum Straßenkanal erhält zumindest 15 bis 20 cm Lichtweite.

angeordnet werden Die Zunw d w 10meren’ lmmer in frostfreier Tiefe

sein damit I w- 7    , ngG dGS Wasserverschlusses soll

sein, damit seine Wirksamkeit auch während

aufrecht erhalten bleibe. Die Krümm

von

Hintanhaltung

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Es darf nicht übersehen werden, daß derlei in der Anlage immerhin ziemlich kostspielige Straßensinkkasten auch bei bester Konstruktion doch nur dann sicher funktionieren, wenn der Reinigungsbetrieb aufmerksam gehandhabt wird, da sonst das in den Eimern gesammelte Material bei Regengüssen

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Fig. 266. Straßeneinlauf nach Genzmer.

Fig. 265. Straßensinkkasten aus Zementbeton, System Geiger: D = 40—45 cm, H= 150—175 cm, h = 50, 75, 100 cm, t = 25 cm, T= 15, WT= 95, 120, 145 cm, A = 15—20 cm.

doch wieder aufgewühlt und in beträchtlichen Mengen in den Straßenkanal abgeschwemmt würde, oder, in Fäulnis übergehend, zu Geruchsbelästigungen Anlaß geben könnte.

Ist eine derartige sachgemäße Behandlung nicht zu erwarten, so erscheint es namentlich bei Vorhandensein von genügendem Kanalgefälle, das die Ablagerung von Sedimenten in den Straßenkanälen ausschließt, wohl zulässig, von der Anbringung von Sinkkasten mit Schlammeimer und Wasserverschluß abzusehen und eine direkte Verbindung zwischen Einlaß und Kanal herzustellen (Fig. 266).

IX. Hausanschlüsse.

Die Entwässerung der bebauten Grundstücke bezieht sich auf die Ableitung der Brauchwässer (event. mit Einschluß der Fäkalien), Abwässer der Gewerbebetriebe und Regenwässer von Dächern und Hofflächen. Bei der hohen Bedeutung der ordnungsmäßigen Durchführung der Hausentwässerung

für die Salubrität der Gemeinwesen unterliegt ihre Projektierung, Ausführung und Instandhaltung der Genehmigung bezw. Überwachung der Behörden und wird daher zumeist durch die Bauordnungen, sowie Polizeivorschriften und Ortsstatute im einzelnen geregelt. Bei Neuerlassung derartiger Vorschriften empfiehlt sich die Anlehnung an die von autoritativen Vereinigungen in Vorschlag gebrachten Normalien.

Die Hausentwässerungsanlagen gliedern sich in die möglichst senkrecht zu führenden Sammelleitungen (Fallrohre), welche die Abwässer in den einzelnen Stockwerken an besonderen Aufnahmevorrichtungen wie Ausgußstellen, Spülaborte, Pissoirs, Badewannen und dergl. zugeführt erhalten, und die im Untergrund verlegten Ableitungen (Grundleitungen), welche den Anschluß der Fallleitungen an die Straßenkanäle vermitteln.

Für die Fallleitungen werden innen und außen asphaltierte, dünnwandige, gußeiserne Muffenröhren (Abflußrohren) oder glasierte Steinzeugröhren verwendet. Die Fallrohren sind zwecks wirksamer Lüftung stets mit vollem Querschnitt mindestens 0,5 m über die Dachfläche emporzuführen. Ihre Endigungen sollen dabei zumindest 3 m von Fenstern und Dachluken entfernt bleiben.

Die Ableitungen werden zumeist aus Steinzeugröhren mit 150 mm als kleinster Lichtweite hergestellt und möglichst geradlinig mit einem gleichförmigen Gefälle von 1: 10—1 : 50 zum Straßenkanal geführt. Ableitungen sollen nie unter bewohnbaren Räumen verlegt werden. Zweckmäßig ist die Einschaltung einzelner dicht verschließbarer Putzöffnungen, die in wasserdichten Schächten untergebracht werden.

Alle Aufnahmevorrichtungen sind in frostfreien Räumen anzuordnen, die Abfallleitungen womöglich nur an Innenmauern zu führen. Unmittelbare Verbindungen zwischen der Wasserleitung und den Entwässerungsanlagen sind zwecks Vermeidung eines Übertrittes von Kanalluft oder gar von Schmutzwasser in die Reinwasserleitung unstatthaft. Sämtliche Aufnahmsstellen sind mit Geruchverschlüssen (Wasserverschlüssen) auszustatten, Verstopfungen der Abflußleitungen durch Einwurf fester Körper durch Anbringung von Gittern und Sieben zu verhindern. Die Wasserverschlüsse sollen zwecks Reinigung mit leicht von außen zugänglichen Putzöffnungen versehen werden, die durch abschraubbare Pfropfen oder Kappen abgeschlossen werden. Ein Durchbrechen der Wasserverschlüsse, das zu befürchten ist, wenn plötzlich große Wassermengen durch enge Abfallleitungen entleert werden und hier eine Luftverdünnung bewirken, lässt sich dadurch hintanhalten, daß speziell durchgebildete, nicht absaugbare Wasserverschlüsse angebracht werden, oder daß an den Scheitelpunkten der Geruchsverschlüsse besondere Hilfsentlüftungsleitungen angeschlossen werden, die erst über den höchsten Einlaufstellen in das oben offene Fallrohr münden, oder selbständig bis über Dach hochgeführt werden.

Die früher fast allgemein übliche Anordnung eines Hauptwasserverschlusses am Fuße der Fallleitung oder in der Ableitung zum Straßenkanal ist als unzweckmäßig und unhygienisch zu verwerfen.

Hingegen ist es ratsam, die Abläufe aus größeren Küchen und Fett-

sto fe verarbeitenden Gewerbebetrieben (Wäschereien, Seifensiedereien. Fleisch-

versehen, da das gerinnende den kühlen Kanalwandungen abscheidet und allmählich den Durchflußquerschnitt verlegt. Die Kosten derartiger Fettfänger machen sich durch den Erlös für das wiedergewonnene Fett zumeist reichlich bezahlt. Regenwasserableitungen

an

hauereien etc.) mit besonderen Fettfängern zu Fett sich leicht

von

unter

den Dächern sollen, wenn irgend angängig, nicht mit den Fallleitungen für Brauchwässer vereinigt werden und umgekehrt, eine Vereinigung beider Wasserkategorien soll vielmehr erst in den Grundleitungen stattfinden. Die Hofwässer werden der Grundleitung zumeist Zwischenschaltung eines Sinkkastens zugeführt.

Der Anschluß der Grundleitungen an die Straßenkanäle erfolgt, wenn letztere aus Rohrkanälen bestehen, mit Hilfe von Fassonstücken, bei den in der Baugrube aufgemauerten oder in Stampfbeton hergestellten Kanälen unter Verwendung von Formstücken aus Steinzeug oder Zementbeton, welche in die Kanalwandungen oder den Gewölbescheitel eingesetzt werden.

Seitliche Einmündungen von Grundleitungen sollen nicht zu tief, jedenfalls aber über dem Niveau des Trockenwetterabflusses liegen, um einerseits Rückstau von Kanalwasser in die Hausanschlüsse zu vermeiden und andererseits die Fallleitungen auch noch bei höheren Wasserständen im Straßen -kanal (zur Regenzeit) als Entlüftungsorgane funktionsfähig zu erhalten.

X. Reinigung der Kanäle.

Die nicht schliefbaren Rohrkanäle, insbesondere jene bei Trennkanalisationen, die der natürlichen Spülung durch Regenwasser entbehren, müssen in kurzen, regelmäßigen Intervallen künstlich durchgespült und hierdurch von Schlammablagerungen befreit werden.

aus

In Rohrkanälen von kleinem Durchmesser können zur Erzeugung des Spülstromes die Einsteigschächte verwendet werden, wenn die Mündungen der demselben abgehenden Rohrstränge mit dauernd befestigten Handzugschiebern oder sonstigen, event. nur temporär anzubringenden Abschlußvorrichtungen ausgestattet werden. Diese Spülmethode, bei der zumeist nur das angestaute Kanalwasser als Spülwasser dient, hat den Nachteil, daß das eingestaute Abwasser selbst zur Schlammablagerung Anlaß geben kann und die Kanäle einem inneren Überdrucke ausgesetzt werden. Eine intensivere

durch Anlage besonderer Spülkammern von 1—20 m³

Spülung erreicht man Inhalt, welche mit reinem Leitungswasser, dem Ablaufe von Auslaufbrunnen, Zierbrunnen oder Fontänen gespeist und für automatischen Betrieb oder eine Bedienung von der Hand eingerichtet werden.

sehenen Kammer bis zur

Die automatisch wirkenden Spüler sind zumeist nach dem Prinzipe des Glockenhebers konstruiert. Fig. 267 zeigt einen solchen Kanalspülapparat nach dem System der Firma R. Böcking& Co., Haibergerhütte. Der Spülapparat, der in einem beliebig geformten Schachte untergebracht werden kann besitzt ein Überfallrohr R, welches mit einer bei O mit Öffnungen ver-’ Zylinderkappe (Glocke) t bedeckt ist. Ist das Wasserniveau in der Oberkante des Abfallrohres gestiegen, so tritt der Heber

durch Injektorwirkung in Aktion und erfolgt eine rasche Entleerung des ganzen Beckens. Die Injektorwirkung wird durch den trompetenförmigen Einsatz am oberen Ende von R, welcher die Ausbildung eines konzentrierten Wasserstrahles begünstigt, kräftig unterstützt. Die Absperrung der Außenluft erfolgt durch den Wasserspiegel des Syphonbeckens. Der Wasserzufluß darf nicht zu gering bemessen werden, da sich sonst die Heberwirkung nicht einstellt. Zur Hintanhaltung dieses Übelstandes werden die automatischen

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Fig. 267. Spülapparat, System Böcking.

Spülapparate vielfach mit Schwimmerschalen oder Kippgefäßen ausgestattet (System Geiger).

Fig. 268 zeigt eine Spülkammer für Handbetrieb nach einer bei der Kanalisation der Stadt Wien gebräuchlichen Type. Diese Anordnung ist besonders dort am Platze, wo von einem Hochpunkte aus verschiedene Rohrstränge gleichzeitig beherrscht werden können.

In weiteren Kanälen kann man sich zur Erzeugung der Spülwelle sogen. Überfallschieber oder Spültüren bedienen, Verschlüsse, die nur den unteren Teil des Profiles absperren und hierdurch das Auftreten eines inneren Überdruckes ausschließen. Die Spültüren werden vielfach so hergestellt, daß sich dieselben nach Erreichung eines entsprechenden Staues selbsttätig öffnen.

Die Wirkung der Spülwelle erstreckt sich nur auf eine kurze Kanalstrecke und ist deshalb eine Spülung von zahlreichen Punkten unter Verwendung geringerer Wassermengen meist wirksamer, als jene von wenigen

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n ^    deS Wassers läßt sich ^ engen Rohrkanälen mit Kreis

querschnitt durch das Einbringen hölzerner Spülkugeln, in Eikanälen und bei den übrigen Querschnittsformen durch Spülschilder und Spülwagen wirksam unterstützen. Die Arbeitsweise dieser Vorrichtungen beruht darauf, daß ein

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Längsschnitt.

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Fig. 268. Spülkammer.

genau angepaßter, aber doch nicht vollkommen

dem Kanalquerschnitt zwar

anschließender und mit geeigneten Führungsorganen versehener Abschlußkörper unter dem Überdruck des sich aufstauenden Kanalwassers all-der Abflußrichtung weitergeschoben wird. Hierbei erfolgt die

sehr durch die abstreifende Wirkung

dicht

mählich in

Reinigung der Kanalwandungen nicht so als vielmehr durch die verstärkte Angriffskraft, mit der das angestaute Wasser längs des Umfanges des Abschlußkörpers abströmt.

Für Kanäle mit größerem Querschnitt wird der Abschlußkörper zumeist in Form eines lediglich den Brauchwasserquerschnitt absperrenden Schildes ausgeführt und dann von einem auf den Banketten oder selbst einem Schienengeleise laufenden Führungswmgen oder einem in dem gestauten Oberwasser schwimmenden Fahrzeug getragen.

Die an den Kanal wand ungen fest anhaftende Sielhaut (aus Zooglöen-massen, Pilzwucherungen, Fettablagerungen u. dergl. bestehend) kann aber auch durch den, solchergestalt verstärkten Spülstrom allein kaum vollkommen entfernt werden. Ihre Beseitigung erfolgt in den engen, nicht bekriechbaren Kanalstrecken mit Hilfe von Bürsten aus Piassavafaser, deren Dimensionen dem Kanalquerschnitt genau angepaßt sind. Ihre Weiterbewegung wird durch Seilzug zwischen je zwei Einsteigschächten bewirkt. Die Reinigung der Wandungen bekriechbarer und begehbarer Kanäle kann unter Verwendung von Abstreichern und Bürsten unmittelbar von Hand bewerkstelligt werden.

Die Beseitigung von Verstopfungen in engen Rohrkanälen erfolgt durch Einführung besonderer Werkzeuge, wie Bohrer, Greifer, Krätzer, die mit Hilfe biegsamer Wellen oder auseinandernehmbarer Gestänge gehandhabt werden.

XI. Lüftung der Kanäle.

Aus den älteren mit rauher Wandung und flacher Sohle sowie Schlammsümpfen an den Einsteigschächten angelegten Kanälen konnten Schlammablagerungen unmöglich so rasch und vollständig entfernt werden, daß nicht Zersetzungsprozesse aufgetreten wären, welche das Kanalwasser mit löslich gewordenen Fäulnisprodukten infizierten und reichliche Mengen übelriechender oder gar gesundheitsschädlicher Fäulnisgase (Kohlensäure, Kohlenwasserstoff, Ammoniak, Schwefelwasserstoff) frei gaben. Demgegenüber kann von einer Entstehung von derlei Kanalgasen in rationell angelegten Kanälen kaum mehr gesprochen werden, seitdem die Hintanhaltung von Ablagerungen fäulnisfähiger Substanzen als einer der Hauptgrundsätze für Bau und Betrieb anzusehen ist.

Immerhin darf aber die Wichtigkeit einer lebhaften Lufterneuerung in den Kanälen nicht unterschätzt werden. Eine wirksame Belüftung erfordert nicht allein die Anordnung hoch gelegener Abzüge für die zumeist warme Kanalluft, sondern auch tief liegende Einströmungsstellen für Frischluft. Als Abzüge kommen bei Trennkanälen sowie für Mischkanäle in regenloser Zeit die Abfallleitungen der Häuser in erster Linie in Betracht. Dieselben können aber bei starker Belastung mit Regenwasser zeitweise funktionslos werden, ein Fall, der gerade dann zu gewärtigen ist, wenn die steigende Wasserfüllung der Kanäle einen raschen Abfluß von Kanalluft erforderlich macht. Ähnliches gilt von den Straßeneinläufen ohne Wasserverschluß. Straßensinkkästen mit Wasserverschluß unterbinden naturgemäß den Luftaustausch dauernd.

Eine angemessene Luftzirkulation läßt sich am einfachsten dadurch einleiten, daß zumindest einzelne Einsteigschächte mit durchbrochenen Abdeckungen versehen werden. Dieselben ermöglichen dann bei Trennkanälen bezw. Trockenwetter den Eintritt kühler Frischluft, während die Fallrohren

der Hausanschlüsse als Abzüge wirken. Bei Regenwetter dienen die Ein-steigschächte dann, je nach ihrer Lage, teils Luft zuführend, teils Luft abführend.

Bei der konstruktiven Durchbildung von derlei Rostabdeckungen für Einsteigschächte ist darauf zu achten, daß dieselben genügende Tragfähigkeit aufzuweisen haben, das Einhaken oder Festklemmen der Hufe der Zugtiere oder ein Ausgleiten unmöglich machen müssen und durch Unbefugte nicht geöffnet werden können.

Line Geruchsbelästigung durch die gelegentlich aus solchen Einsteigschächten entweichende Kanalluft ist bei rationeller baulicher Durchführung und sachgemäßem Reinigungsbetriebe nicht zu befürchten.

XII. Mechanische Hebung der Abwässer.

Bei hoher Lage des Wasserspiegels des Vorfluters oder der Abwässerreinigungsanlage wird eine mechanische Hebung der Kanalwässer erforderlich. Die Leistungsfähigkeit des Hebewerkes ist hierbei beim Trennsystem mit Rücksicht auf den größten stündlichen Wasserzulauf, beim Sammelsystem aul Grundlage des vor Wirksamkeit der Notauslässe erreichten Verdünnungsgrades der Abwässer, zu bemessen.

Als Fördermaschinen kommen bei kleinen Förderhöhen in erster Linie

von

fernung der groben Schwimm- und Schwebestoffe einer Vorreinigung zu

Zentrifugalpumpen in Betracht. Bei größeren Förderhöhen und langen Anschlußleitungen, also namentlich den Druckleitungen nach entfernt gelegenen Rieselfeldern, wird zumeist die Aufstellung von Kolbenpumpen vorgezogen. Zur Schonung dieser Mechanismen sind die Abwässer durch Vorschaltung Sandfängen, sowie der später zu besprechenden Vorrichtungen zur Ent-

unterwerfen.

Für den Antrieb der Pumpen kommen neben der Dampfmaschine insbesondere Explosionsmotoren, sowie Elektromotoren in Betracht. Letztere beiden Motorgattungen, welche eine namentlich bei kleinen Anlagen besonders wertvolle Einfachheit in der Bedienung für sich haben, gestatten überdies eine rasche Anpassung an die besonders beim Sammelsystem zu gewärtigenden plötzlichen Belastungssteigerungen beim Eintritt von Regen-Sauggasanlagen bieten zudem die Möglichkeit, den Abwässerklär-als Brennmaterial mitverwenden und hierdurch dessen kalorischen

fällen.

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Wert vollkommener ausnützen zu können, als durch Kesselfeuerung.

der Kosten der Wasserförderung macht Metzger nach-

Bezüglich stehende Angaben: Förderhöhe in Meter

10    15    20    25    30    35    40^

T L2CT 1,50 1,75 2,05 2,30 2,50 ^75

1 m³ in Heller

umfassen die Aufwendungen für Heizmaterial, Bedienung und auch die Verzinsung und Tilgung des Anlagekapitals. Explosionsmotoren und Sauggasanlagen sind in

Förderkosten pro Dieselben

Schmieröl, nicht aber Die Anlagekosten

nachstehenden Tabellen zusammengestellt.¹)

von

den

Stationäre Explosionsmotoren.

Nominelle Leistung in effektiven Pferdestärken .............

Maximale Leistung in effektiven Pferdestärken .............

Umdrehungszahl pro Minute......

Gewicht in Kilogramm........

Preis in Kronen für den Betrieb mit Leucht-

1,4

2,5

10

250

250

250

240

240

220

430

660

850

1080

1250

1900

gas

1500

2000

2500

3000

3500

4000

Preis in Kronen für den Betrieb mit flüssigem Brennstoff (Benzin, Spiritus).....

1900

2400

3000

3400

4000

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Nominelle Leistung in effektiven Pferdestärken .............

Maximale Leistung in effektiven Pferdestärken .............

Umdrehungszahl pro Minute......

Gewicht in Kilogramm........

Preis in Kronen für den Betrieb mit Leucht-

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200

200

200

200

200

2500

3400

4200

4500

5100

gas

5000

5500

6600

7600

8700

9700

Preis in Kronen für den Betrieb mit flüssigem Brennstoff (Benzin, Spiritus).....

5500

6000

7100

8400

9500

10 400

Sauggeneratorgasanlagen.

Nominelle Leistung in effektiven Pferdestärken .............

Maximale Leistung in effektiven Pferdestärken .    .    ..........

Gewicht in Kilogramm der Generatorgasanlage .............

Gewicht in Kilogramm des zugehörigen

Motors.............

Preis in Kronen der Generatorgasanlage .

des zugehörigen Motors .

10

12

16

20 ■

25

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11

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22

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33

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2200

5500

1700

1800

2200

2300

2400

2600

2300

5800

3600

2400

7200

4400

2600

8000

4700

5400

2800

9000

3000

10 000

Der Brennmaterialverbrauch pro Nutzpferdestunde kann für Explosionsmotoren folgendermaßen veranschlagt werden:

. . 600 1,

.    .    0,33 kg,

An Leuchtgas „ Benzin .

„ Spiritus von 90 Volumprozent .    .    0,40 „ .

Sauggasmotoren verbrauchen ca. 0,5 kg Anthrazit oder 0,8 kg Koks.

Eine namentlich in England und Amerika in mittleren und kleinen Orten mit bestem Erfolge angewandte Art der Abwässerhebung ist jene durch Druckluft unter Verwendung der Shoneschen Ejektoren.

Dieses System ist dadurch charakterisiert, daß die Abwässer den natürlichen Tiefpunkten des Ortsgebietes zugeleitet werden, sich dort in unterirdisch von

eingebauten Druckkesseln sammeln und zeitweise automatisch mit Hilfe Druckluft, die

von

einer zentralen Kompressoranlage geliefert wird, nach einei gemeinsamen Pumpstation oder direkt in Gravitationskanäle gehoben werden. Die Stadt Arad in Ungarn ist nach diesem Systeme kanalisiert.

XIII. Ausmündungen der Kanäle in die Vorfluter.

Sowohl bei der Einleitung ungereinigter Abwässer in wasserreiche Vorfluter, sowie auch bei Ableitung gereinigter Abwässer ist bei der Wahl und der technischen Ausgestaltung der Ausmündungsstelle das Augenmerk darauf zu richten, eine möglichst rasche und vollständige Vermischung von Abwasser und Flußwasser zu erzielen. Die Ausmündungen sind daher an der Strömung frei zugängliche Stellen zu verlegen und weit gegen den Stromstrich vorzuschieben. Hierzu eignet sich besonders die Anordnung eines zur Stromrichtung deklinant verlegten, unter Niederwasser endigenden Rohres.

Abschlußvorrichtungen an den Ausmündungen kommen nur dort in Anwendung, wo bei zeitweise höheren Wasserständen im Vorfluter eine mechanische Wasserhebung vorgesehen ist. Über derlei Zwecken dienende Hänge- oder Pendelklappen, ausbalancierte Schützen, Schieber und Tore geben die Preisbücher der bereits genannten Spezialfirmen Auskunft.

XIV. Offene Abwasserkanäle.

Vorfluter oder der Reinigungs-

zum

Müssen die innerhalb des zu kanalisierenden Gemeinwesens gesammelten Abwässer in längeren Stammleitungen

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Betonplatten versicherter Abwasserkanäle im Emschergebiete.

Fig. 269. Querschnitte offener, mit

der Ersatz unterirdisch verlegter Kanäle duich besonders darauf geachtet werden,

anlage geführt werden, so kommt . offene Gerinne in Frage. H.erbei muss

durch Wahl einer günstigen Profilform und Herstellung glatter Wandungen eine möglichst große Wassergeschwindigkeit zu erzielen, damit Schlammablagerungen vermieden werden und das Abwasser die Kläranlage oder Vorflut in frischem, ungefaultem Zustande erreicht.

Fig. 269, sowie die photographische Ansicht in Fig. 270 zeigen zwei im Emschergebiet¹) gebräuchliche Ausführungsweisen solcher offenen Ableitungskanäle unter Verwendung von Betonplatten als Sohlen- und Böschungsbelag.

Die Platten werden im Mischungsverhältnisse 1 : 5 in eisernen Formen maschinell stehend eingestampft, erhalten Ausmaße von 60 . 80 cm bei 8 bis

Fig. 270. Offener Abwasserkanal mit Ausmündnng eines Eikanales während der Bandurchfiihrung

(Emscherregulierung).

12 cm Stärke und eine schwache Eisenarmierung zwecks Verminderung der Bruchgefahr bei dem Transporte. Die Platten greifen mit ausgerundeten Falzen ineinander und werden auf einer etwa 15 cm starken Kies- oder Schlackenschicht mit 1 cm starken offenen Fugen verlegt, wenn die Kanäle unter dem niedrigsten Grundwasserstande anzulegen sind und auch der Bodenentwässerung dienen soll. Muß hingegen bei wechselndem oder dauernd tief liegendem Grundwasserstande dessen Verunreinigung durch Kanalwasser hintangehalten werden, so sind die Verkleidungsplatten mit gedichteten Stößen hergestellt oder müssen auf ein durch Beton oder Tonschlag gedichtetes Bett verlegt werden.

*) Dr.-Ing. K. Imhoff, Offene Abwasserkanäle, Wasser und Abwasser, Bd. I,

1909, Nr. 9.

Nach den Erfahrungen der Emschergenossenschaft belaufen sich die Kosten derartiger Platten an der Erzeugungsstelle auf etwa 3,5 M. = 4,2 K pro 1 m² einschließlich Zufuhr und Verlegung, im Mittel auf etwa 6M. = 7^2 K pro 1 m².

Aus hygienischen und ästhetischen Gründen wird man bei der Trassenführung solcher offenen Kanäle die Nachbarschaft von Straßen und Wegen meiden, dieselben durch Stacheldrahtzäune oder Weißdornhecken unzugänglich machen und den Blicken entziehen.

XV. Bau- und Betriebskosten der Kanalisationsanlagen.

Die Baukosten der Kanalisationsanlagen werden von so vielen örtlichen Bedingungen, wie Ausdehnung und Besiedelungsdichte, Terraingefälle, Untergrundbeschaffenheit, Lage der Vorflut u. a. m., sowie insbesondere von dem speziellen Kanalisationssystem beeinflußt, so daß generelle Veranschlagungen sich nur innerhalb eines bedeutenden Spielraumes bewegen können.

Schwemmkanäle erfordern in kleinen und mittleren Ortschaften etwa

Bei Teilkanalisationen wird im Minimum mit einem Aufwande von 10—20 K pro Kopf bezw. 15—25 K pro lfd. m der Kanallänge zu rechnen sein.

20—40 K pro Kopf bezw. 30—50 K pro lfd. m Kanallänge. Die Kosten der Trennkanäle stellen sich, wenn nicht die Verhältnisse für die Ableitung der Regenkanäle besonders günstig sind, sogar noch höher.

Wertvolle Angaben über Materialbedarf und Einzelpreise finden sich in, den in der Anmerkung angeführten Werken.¹)

Für die Betriebskosten kommen neben den Aufwendungen für die bauliche Instandhaltung der Anlage, die mit etvra 1 °/₀ des Anlagekapitals zu veranschlagen sind, noch die Kosten für die Reinigung und Spülung der Kanäle in Betracht. Dieselben betragen pro lfd. m Kanallänge und Jahr etwa 0 25—0,50 K, wobei die größeren Zahlen für die kleineren Anlagen gelten. Die Kosten ’ der maschinellen Wasserhebung und Abwasserreinigung sind jeweils separat zu veranschlagen.

B. Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung

der Abwässer.

Im Rahmen dieses Handbuches können lediglich die städtischen Abwässer sowie die Abwässer der landwirtschaftlichen Industrien, wie Zuckerfabriken Brauereien, Hefe- und Stärkefabriken, Molkereien und Schlachthäuser,

erUC Unter Städtischen Abwässern seien hierbei im allgemeinen jene Abwässer verstanden die aus gelegentlich durch Regenwasser verdünnten Haus- und Straßenabflüssen mit oder ohne Zumischung von Fäkalien zusammengesetzt

F Genzmer, Kanalisation der Klein- und Mittelstädte. Heft I: Neu-, R n II- Marienwertei, Hef. III: Culm. 1910-12. Halle a. S„ L. Hofstetten. Stadt, Heft II. Ma    Elemente des Kanalbaues, I-IV. 1906. H. L. Schlapp,

D rmstadf*— R Weder: Der Tiefbau in Städten und Ortschaften. 1909. W iesbaden,. C. W. Kreidel.

sind und nur geringe Mengen von Industrieabflüssen (namentlich jenen der vornehmlich anorganische Beimischungen liefernden metallurgischen und der chemischen Industrien) enthalten.

Unterliegt schon die Abschätzung der bei Einführung einer Kanalisation zu erwartenden Abwassermenge ziemlichen Schwierigkeiten, so begegnet eine auch nur annähernde Vorausbestimmung sowohl der absoluten Menge der abzuführenden Schmutzstoffe als auch des Verunreinigungsgrades der Wässer noch weit größeren Unsicherheiten. Denn die Beschaffenheit der Abwässer wechselt von Ort zu Ort ganz bedeutend und zeigt auch in ein und derselben Kanalisationsanlage weitgehende tägliche und jahreszeitliche Schwankungen.x)

Beispielsweise sei hier auf eine von Dr. E. Glaser²) angestellte Untersuchung über die Kanalwässer der Stadt Wien verwiesen, welche die Variabilität der chemischen Zusammensetzung der Abwässer der beiden Hauptsammelkanäle zu verschiedenen Tagesstunden bezw. Jahreszeiten klar erkennen läßt.

Analytischer Befund der Wiener Kanalwässer, mg pro Liter.

Ort der Probenahme .    .

Rechter Sammelkanal

Linker Sammelkanal

Tag der Probenahme .    .

23. Juli 1912 23. Juli 1912

7. Febr. 1912

7. Febr. 1912

Stunde der Probenahme . . .

12 h mittags 12¹¹ nachts

2 h mittags 2 h nachts

Trockenrückstand des Filtrates

bei 110° C........

Glühverlust des Filtrates . .    .

Suspendierte Stoffe bei 110° C. Glühverlust des Filtrates . .    .

Chloride (CI).......

Sulfate (S)........

Phosphate (P.₂ 0₅)......

Ammoniak........

Albuminoidammoniak ....

Gesamtstickstoff......

Oxydierbarkeit, mg KMnOi Oxydierbarkeit, mg O ... . Sekundliche Abflußmenge in m³

1260,0

470,0

214,0

876,0

368,0

176,0

62,0

54,0

180,0

146,0

130,0

109,0

1324,0

776,0

516,0

359,0

204,0

119,5

1154,0

782,0

234,0

190,0

140,0

80,0

44,9

28,6

44,7

15,9

72,3

19,6

96,8

310,0

78,0

7,13

60,4

16,2

59,9

154,8

39,2

5,25

103,9

74,9

15,3

25,5

126,1

291,6

73,7

0,42

s 96,9

220,2

55,7

0,27

*) Über Entnahme und Untersuchung der Abwasserproben vergl.: Dr. K. Farnsteiner, Dr. P. Buttenberg und Dr. O. Korn, Leitfaden für die chemische Untersuchung der Abwässer. Berlin 1902. — Dr. C. Mez, Mikroskopische Wasseranalyse. Berlin 1898. — Dr. W. Ohlmüller und Dr. O. Spitta, Die Untersuchung und Beurteilung des Wassers und Abwassers. Berlin 1910, J. Springer.

⁹) Dr. Erhard Glaser, Über die Desinfektion von Fäkalien und städtischen Sielwässern, die Behandlung der letzteren mit Nitraten nebst Untersuchungen über die Zusammensetzung und Veränderungen des Kanalinhalts der Wiener Hauptsammler. Archiv für Hygiene, 42. Bd., 1912, Heft 4, 5, 6.

Wie vorstehende Zahlenreihen zeigen, sind die Abweichungen so bedeutend, daß aus einzelnen Stichproben wohl unmöglich ein zutreffender Rückschluß auf die Gesamtmenge der zur Ableitung gelangenden Schmutzstoffe gezogen werden darf. Die Analysenergebnisse können daher auch zumeist nur zur Charakterisierung eines momentanen Verschmutzungsgrades oder Reinigungseffektes dienen.

verdünnte Lösungen stark wechselnde Mengen von alkalische Reaktion besitzen.

In chemischer Hinsicht können die städtischen Abwässer als äußerst von Kristalloiden und Kolloiden angesehen werden, die ungelösten Stoffen enthalten und zumeist

Bei einem Wasserverbrauch von etwa 100 1 pro Kopf und Tag bewegt sich die Menge der in den städtischen Abwässern in regenloser Zeit zu gewärtigenden suspendierten Stoffe zwischen 200—1500 mg pro Liter; 25 bis 50 °/₀ derselben sind mineralisch, 50—75 °/₀ organischer Natur. Der Gehalt an gelösten Stoffen schwankt etwa zwischen 800—2500 mg/1 und tritt hier zumeist (u. zw. namentlich bei großer Härte des Wasserleitungswassers) der Gehalt an organischen Stoffen etwas zurück; derselbe beträgt beiläufig 25 bis 40 °/₀. In den gelösten Stoffen finden sich 60—120 mg Stickstoff, 40—80 mg Kali, 10—50 mg Phosphorsäure, 100—200 mg Chlor. Städtische Abwässer erfordern zur vollständigen Oxydation der gelösten Substanz etwa 150—400 mg Permanganat. Dem entspricht ein Sauerstoffverbrauch von rund 37,5—160 mg (1 mg KMn 0₄ gibt ab 0,253 mg O).

Es muß betont werden, daß bei einem derartigen Wasserverbrauch die prozentuale Zusammensetzung der Abwässer durch Fäkalieneinleitung eine praktisch kaum merkbare Veränderung erleidet, obwohl, absolut genommen, die pro Kopf und Jahr in Ansatz zu bringende Menge an Auswurfstoffen keineswegs gering ist.

Dieselbe beträgt nach Heiden:

Im Harn

Im Kot

Zusammen

anbetrifft

kg

und zwar:

. . 11,0

1,6

. . 0,8

Stickstoff .

Phosphorsäure ....    0,6

. .    0,27

Kali.    .

kg

o ~o

18,2

4,8

kg

I—* I—‘

namentlich was den Harn

Von den angeführten Mengen gelangt aber

— zumeist nur ein Bruchteil in die Kanäle.

Neben den in den mannigfaltigsten Verbindungsformen in den Abwässern

anorganischen Fremdstoffen müssen noch die Die für die Umbildung der zersetzungs-besonders wichtige Bakterienwelt tritt hierbei in

enthaltenen organischen und

erwähnt werden.

Kleinlebewesen fähigen organischen Substanz

den Vordergrund. Bei der allgemeinen Verbreitung derselben in der Natur ist deren Auftreten in den Abwässern um so mehr zu gewärtigen, als ihnen hier äußerst günstige Entwickelungsbedingungen, wie reichliche Nahrung, hohe, gleichmäßige Temperatur, träger Lauf und Ausschluß des Lichtes, geboten sind. Nachdem die Fälle, daß das Bakterienleben in den städtischen Abwässern durch den Zutritt entwickelungshemmender oder keimtötender Substanzen — wie solche von verschiedenen Industriebetrieben geliefert werden — vernichtet werde, zu den Ausnahmeerscheinungen gehört, werden in 1 cm³ Abwässer zumeist mehrere Millionen von entwickelungsfähigen Keimen anzutreffen sein und unter diesen, namentlich bei Fäkalienzuleitung, auch Vertreter der für den Menschen pathogenen Arten Vorkommen.

Ein so kompliziert zusammengesetztes Produkt muß naturgemäß schon in den Unratkanälen selbst mannigfachen Veränderungen unterliegen. Neben der vom Wechsel der Wasserstände bedingten Ablagerung und neuerlichen Aufwirbelung, der mechanischen Zerkleinerung und Lösung der festen Stoffe werden sich in der Flüssigkeit selbst stets auch chemische und biologische Umsetzungen abspielen, so daß am Kanalauslaufe eine zumeist schon in einem vorgeschrittenen Grade der Zersetzung befindliche Flüssigkeit ein treffen wird.

Die neben der bei Einleitung ungereinigter Abwässer in einen Flußlauf erzielten Verdünnung zur weiteren natürlichen Selbstreinigung der Wasserläufe beitragenden mechanischen, chemischen und biologischen Prozesse sind qualitativ mit jenen identisch, die den zur künstlichen Unschädlichmachung der Abwässer in Anwendung kommenden Verfahren zugrunde liegen.

Ein Unterschied besteht nur insofern, als dieselben in der freien Natur unter wesentlich ungünstigeren, ja vielfach sogar störenden äußeren Umständen ablaufen, so daß es hier zur Erreichung des Endeffektes längerer Zeiträume bedarf, in deren Verlauf sich die Verunreinigungszone mit der fließenden Welle über weite Flußstrecken ausdehnen und die in der Einleitung bereits geschilderten Mißstände schaffen kann.

In den Reinigungsanlagen, in denen diese Prozesse, durch besondere technische Maßnahmen unterstützt, mit gesteigerter Intensität ablaufen, lassen sich die für ihr Zustandekommen maßgebenden Faktoren viel leichter überblicken als in den Flußläufen, und mag deshalb das natürliche Selbstreinigungsvermögen der Flüsse erst nach Besprechung der künstlichen Reinigungsverfahren seine Behandlung finden.

I. Mechanische Reinigung.

Durch mechanische Reinigung lassen sich lediglich die ungelösten Fremdstoffe aus den Abwässern mehr oder minder vollständig entfernen, und zwar werden die gröberen Schwimm- oder Schwebestoffe mit Hilfe besonderer Mechanismen zurückgehalten, die Sinkstoffe durch Sedimentation ausgeschieden (Klärung).

i. Mechanismen zur Zurückhaltung der Schwimm- und Schwebestoffe.

Dieselben gelangen als feststehende Stabrechen, rotierende Rechen (Flügelrechen), Drahtrechen (Harfen), feststehende oder bewegte Siebe und

Siebbänder und Separatorscheiben zur Ausführung 7„r f • i

srr

Zuruckhaltung der Körper von mehr als etwa 20-50 mm Durchmesser

noch“?! Sich j’lefFe‘nS1,ebe und Feinrech<® Partikel bis auf 2-8 mm herab noch mit Sicherheit abgefangen werden können.

des DDuarchfrfiEmnU derartjger Vorrichtung eine bedeutende Verbreiterung tl P hufl ßpr°flleS erfordert’ wodurch eine Verminderung der Wasser-abfluhgeschwmdigkeit bewirkt wird, sind vor demselben Sandfänge anzulegen. Die Menge der in den letzteren ausgeschiedenen Sinkstoffe ist zumeist gering und kann durch Ausbaggerung mit Handbetrieb leicht bewältigt werden. Ebenso genügt es, bei kleineren Anlagen die Reinigung der Rechen und Siebe zeitweise von Hand aus vorzunehmen.

Bei größeren Anlagen ist hingegen der maschinelle Betrieb entschieden

dienen dann

I ä rtge Tvschjiitt.

zur

vorzuziehen. Von den zahlreichen hierfür in Aufnahme gekommenen Mechanismen mögen im folgenden nur einige im mehrjährigen Betriebe als besonders leistungsfähig erkannte Typen allgemein charakterisiert werden und r sei bezüglich der maschinentechnischen Details auf die

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Literaturangaben verwiesen.

Die Kölner Rechen an läge¹) (Fig.

271) umfaßt einen Satz von 4 Grobrechen mit 20 mm Stabentfernung und ebenso vielen Feinrechen mit 3 mm Stabdistanz. Vor den Grobrechen befindet sich ein kleiner Sandfang, in dem pro 1 m³ Abwässer ungefähr 75 g Rückstände (mit 35 °/₀ Wasser, 55 °/₀ mineralischen, 10°/₀ organischen Teilen) anfallen. Die Rechentafeln sind unter 45° gegen die Strömung geneigt. Die Entfernung der angeschwommenen Stoffe erfolgt durch Stahldrahtbürsten s, welche durch einen über Achtkante laufenden geschlossenen Gliederkettenzug leicht über die Rechentafelfläche gezogen werden. Der obere Teil der letzteren ist durch ein Abstreichblech a gedeckt. Die Bürsten werden selbst wieder durch einen Kamm k gereinigt. Die abgestrichenen Stoffe fallen auf ein Transportband /, das aus gelenkig verbundenen Blechtafeln gebildet ist, und gelangen von hier direkt in Kippwagen. Der Antrieb der Bürsten und des Transportbandes erfolgt durch Elektromotoren und stellt sich der Gesamtkraftbedarf auf 5—6 HP. Der Anlage fließen pro Tag rund 55000 m³ Abwässer zu (Köln zählt 380000 Einwohner) und kostete dieselbe einschließlich eines nur vorübergehend betriebenen Klärbeckens ca. 418000 K, d. i. 1,10 K pro Kopf. Die Betriebskosten stellen

-Fig. 271. Kölner Feinrechen. (Schemat. Längen schnitt.)

x) C. Steuernagel, Die Entwässerung der Stadt Köln. Fortschritte der In genieurwissenschaften, II. Heft. Leipzig 1906. Engelmanns Verlag.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

42

sich auf ca. 18 Heller pro Kopf und Jahr. Der pro 1 m³ Abwässer gewonnene Siebrückstand beträgt rund 180 g und enthält 80 °/₀ Wasser, 3,5 °/₀ mineralische und 16,5 °/₀ organische Substanz.

Die Düsseldorfer Reinigungsanlage (nach Riensch)¹) verwendet als Grobrechen zwei Flügelrechen, von denen jeder aus 6 an einer horizontalen, über Wasser gelagerten Welle speichenartig angebrachten Rechentafeln mit 155 mm Stabentfernung besteht. Dieselben werden im Laufe des Tages mehrmals umgestellt und die hierbei aus dem Wasser emportauchenden Tafeln von Hand gereinigt. An Ort und Stelle erhaltenen Auskünften zufolge ist die Stabdistanz etwas zu groß gewählt und ergibt sich hierdurch eine Überlastung der 4 nachgeschalteten Feinrechen, welche aus harfenartig mit Stahldrähten von 1,5 mm Durchmesser und 3 mm Abstand straff bespannten Rahmen bestehen, die unter 45° zur Strömung geneigt in entsprechende Gerinns-unterteilungen eingebaut sind. Die Reinigung dieser Harfen erfolgt durch je 4 Kämme mit leicht auswechselbaren Stahldrahtzähnen, die an einem vor der Harfe rotierenden Speichenkreuz befestigt sind und durch besondere Führungen gezwungen werden, die ganze Harfenfläche zu bestreichen. Die aufgefangenen Stoffe werden von diesen Kämmen auf Kippwagen geworfen und abgefahren. An Siebrückständen entfallen pro 1 m³ Abwässer etwa 200—500 g und steigt diese Menge bei Regenwetter auf das 2—2¹/₂ fache.

Die Anlage ist noch nicht voll belastet und entfallen derzeit bei 500 000 K Baukosten und einer angeschlossenen Kopfzahl von 220000 Bewohnern pro Kopf ca. 2,25 K Anlagekosten und ca. 23 Heller jährliche Betriebskosten.

Der Frankfurter Flügelrechen²) (Fig. 272), der auch in der neuerbauten Kläranlage von Barmen-Elberfeld aufgestellt wurde, ist ein fünf-

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Fig. 272. Frankfurter Flügelrechen nach Uhlfelder. (Schemat. Längenschnitt.)

x) Abbildungen in Salomon, Abwässerlexikon. Jena 1906. Fischers Verlag. ²) Die Reinigung der Abwässer in Frankfurt a. M. Frankfurt 1903. Verlag des städt. Tiefbauamtes. — Schoenfelder, Die städtische Abwasserkläranlage von

armiger Flügelrechen, welcher lang Die Stabdistanz läßt sich durch Einsetzen dem Wasser

dem Abwasserstrome

dem angestrebten Reinigungseffekte entsprechend Zwischenringen regulieren. Die bei der Bewegung , .    . emportauchende Rechentafel wird von einem fihpr A' ik

hm weggleitenden Abstreicher <7 mit nachfolgender rotierender Bürste T den anhaftenden Schmutzstoffen befreit. Letztere fallen auf ein Transport11 band d. In den beiden genannten Städten dienen die Rechen haltung grober Schwimm- und Schwebestoffe Patente geschützte Konstruktion Haibergerhütte, ausgeführt.

von

sam

entgegen rotiert.

aus

zur Fern-

von den Klärbecken. Die durch wird durch die Firma R. Böcking & Co.,

Das Siebschaufelrad, Syst

em

und Patent Geiger, Karlsruhe (Fig. 273).

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Fig. 273. Siebschaufelrad. Patent Geiger.

Zwischen zwei abgesteiften Stirnscheiben, welche auf hohlen Drehzapfen befestigt sind, die ihrerseits in über dem Wasserspiegel liegenden Rollenkorblagern laufen, sind fünf halbkreisförmige Siebschaufeln angebracht. Da der Schaufelradius die Hälfte des Radhalbmessers beträgt, verlaufen die Siebe an der Radperipherie tangential, an der Radachse hingegen radial. Das ganze Rad erhält seinen Antrieb durch ein Vorgelege, welches mit einem am Scheibenumfang angebrachten Zahnkranze im Eingriff steht. Die Drehung erfolgt dem Abwasserstrom entgegen. Durch diese Anordnung wird erreicht, daß die einzelnen Siebschaufeln stoßfrei in das Wasser tauchen. Die in die muldenförmigen Schaufelkörper gelangten festen Stoffe werden allmählich über Wasser gehoben und gleiten bei fortschreitender Drehung auf den sich

42*

Elberfeld-Barmen. Mitteilungen der Königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung etc., Heft 8.

immer steiler aufrichtenden Rutschflächen leicht gegen eine durch den hohlen Drehzapfen geführte Blechrinne, aus der sie durch ein von der Vorlegewelle aus angetriebenes Transportband kontinuierlich herausbefördert werden.

Das Abgleiten der Schmutzstoffe wird außerdem durch einen mechanischen Abstreifer wirksam unterstützt. Derselbe besteht aus einem um den Krümmungsmittelpunkt der Siebschaufel schwingenden Bürstensystem. Die in den Radscheiben gelagerte Bürstenträgerwelle trägt außen ein Daumenrad, das bei

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Fig. 274. Siebband der Abwasserreinigungsanlage von Göttingen.J)

Rotation des Rades abwechselnd mit zwei kurzen, außerhalb des Radkörpeis fix angebrachten Zahnstangenbögen zum Eingriff gelangt. Hierdurch wird der Bürstenträger im Momente des Emportauchens der zugehörigen Siebschaufel zunächst nach außen, und nachdem die Siebschaufel ihre höchste Lage erreicht hat, wieder nach innen geschwungen. In den Endstellungen angelangt, werden die Bürstenköpfe durch Anschläge um 90° verschwenkt, so daß sich die Bürsten, auswärts schwingend, in einiger Entfernung über die

x) Sämtliche photographische Ansichten dieses Abschnittes nach Originalaufnahmen des Verfassers.

Schaufelflache bewegen, hingegen einwärts schwingend, die Siebfläche -aiihen nach innen bestreichen und anhaftendes Material auf das Transport-and abwerfen. Dieser Arbeitsweise entsprechend kann das Siebschaufelrad nicht allein grobe und feine Schwimm- und Schwebestoffe gleichzeitig ent-ernen, sondern überdies auch noch als Radbagger wirkend, grobe Sinkstoffe aus der Radgrube emporheben. Die Anordnung eines Sandfanges mit separater Reinigungsvorrichtung wird daher überflüssig. Alle beweglichen Teile sind über Wasser gelagert und jederzeit zugänglich. Siebschaufelräder werden mit 2—6 m Raddurchmesser und 1—2 m Radbreite für Wassertiefen 0,5—2,0 m (exkl. Radgrube) konstruiert. Die der ganzen Schaufelfläche entlang ununterbrochen durchlaufenden Siebschlitze erhalten 1—3 mm Weite. Bei einer Zuflußgeschwindigkeit von 0,4—0,5 m/Sek. vermag ein Rad pro 1 m Radbreite 140—730 Sekundenliter Abwasser zu reinigen. Bei größeren Abwassermengen werden mehrere Radsätze nebeneinander angeordnet.¹)

von

von

Die Göttinger Siebanlage (Fig. 274)²) arbeitet mit 2 aus 1,5 mm starkem, geglühtem Kupferdraht angefertigten Siebbändern mit 10 mm Maschenweite. Jedes derselben läuft mit einer Geschwindigkeit von 2,5 m pro Minute in einem über dem Hauptsammler angeordneten Schachte über 2 in einer durch Wind werk heb- und senkbaren Tragkonstruktion gelagerte Trommeln und taucht in Arbeitsstellung unter einem Winkel von 45 ⁰ in den Abwässerstrom. Auf dem Siebbande befestigte Blechwinkel verhindern das Abgleiten der aufgefangenen Schmutzstoffe, die erst nach Passieren der oberen Trommel, wo das Band seine rückläufige Bewegung antritt, durch eine rotierende Bürste

in einen Kippwagen abgestreift werden. Diese Reinigung wird noch durch Wasserspülung aus einem Strahlrohre unterstützt.

der etwa ²/₃ auf die Hebung des Spül-

von

Da die Abwässer der nach dem Trennsystem kanalisierten Stadt Göttingen (33 000 Einwohner) in ziemlich frischem Zustande bei der Reinigungsanlage eintreffen, werden hier relativ bedeutende Mengen von festen Stoffen, darunter insbesondere auch Kotballen, aufgefangen. Der Siebrückstand beträgt etwa 500—600 kg pro Tag. Zur Bedienung der Anlage genügen zwei Mann, und wird die gesamte Betriebskraft,

wassers

geleistet.

K 2,20, die Betriebskosten (1906) K 6400 bezw. K 0,19.

Die Separatorscheibe, Patent Riensch, Patentinhaber Maschinenfabrik Wilhelm Wurl, Berlin-Weißensee (Fig. 275).

durch ein Gerüst versteifter, hutförmiger, mit Siebplatten über-

auf einen Tiefbrunnen entfällt, durch eine Maschine von 10 HP. Die Baukosten der Anlage betrugen rund K 73000, d. i. pro Kopf

Ein

deckter Rotationskörper³) taucht unter geringer Neigung (15—25°) in den Ab-

n Betriebsresultate finden sich in: Stadtbaurat Hache, Die Abwasserreinigungsanlage der Stadt Gleiwitz. Gesundheitsingenieur XXXV, 1912, Nr. 51. . ä & ^) Dr. Busch, Die Entwässerung der Stadt Göttingen etc. etc. Mitteilungen

der Königl. Prüfungsanstalt, Heft 5.    . .

Anlagen.

Über die in der resultate vergl. Gesundheit 1907, Nr. 2^.

3\ vollständige Beschreibung: W. Wurl, Maschinelle Abwasser-Reimgungs-Glasers Annalen für Gewerbe und Bauwesen, Bd. LXVI, 1910, Nr. <86.

Versuchsreinigungsanlage der Stadt Dresden erzielten Betriebswasserstrom und wird durch ein Vorgelege, welches auf einem an der Hauptscheibe angebrachten Zahnkranz arbeitet, in langsame Drehung um die beiderseits gelagerte Scheibenwelle versetzt. Die vom Wasser abgelagerten Schmutzteilchen werden durch diese Drehbewegung allmählich über Wasserspiegel emporgehoben, von einem System von rotierenden Bürsten erfaßt und in eine Transportrinne abgeworfen. Die auf dem Kegelstutz arbeitenden Bürsten befördern hierbei das Material zunächst auf den Scheibenring, der seinerseits durch einen Kranz von 6 an einem separat angetriebenen Armstern sitzenden Bürsten bestrichen wird. Die walzenförmigen Bürsten sind an ihren Tragarmen beweglich angebracht und werden nicht an die Siebfläche gepreßt, sondern gleiten rotierend nur leicht über diese hinweg. Ein Reinigungskamm entfernt überdies etwaige an den Bürsten selbst haftende Schmutzteile.

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ciui&pCxCten

Fig. 275. Typischer Aufbau einer Separatorscheibe nach Riensch.

Die Siebscheiben werden aus 2 mm starken Platten aus Messing oder Bronze hergestellt und mit eingefräßten, nach unten erweiterten Schlitzen von 1—5 mm Weite bei Längen bis 30 mm versehen. Zufolge des großen Gesamtdurchflußquerschnittes, der sich zufolge der geringen Neigung der Scheibe ergibt, verursacht der Apparat nur einen ganz minimalen Verlust an Druckhöhe.

Die Ausführungen bewegen sich zwischen 1,5—8 m Scheibendurchmesser für Wassertiefen von 0,185—2,620 m. Die erforderliche Betriebskraft beträgt bei den für die Stadt Dresden ausgeführten Separatorscheiben mit 8,0 m Durchmesser nur 1,6 PS.

Im allgemeinen kann nach Frühling¹) die Menge der Rechenrückstände mit etwa 2,9 kg pro Kopf und Jahr eingeschätzt werden. Hierin entfallen

*) A. Frühling, Die Entwässerung der Städte; 2. Hälfte: Flußverunreinigung und Behandlung städtischer Abwässer; Handbuch der Ingenieurwissenschaften,

III. Teil: Wasserbau, 4. Bd., vierte, vermehrte Auflage. Leipzig 1910. W. Engelmann.

ca. 2 6 kg auf organische, der Rest auf mineralische Substanz. Dies würde etwa lo m pro 1000 Einwohner und Jahr ergeben. Die tatsächlichen Betriebserge msse schwanken je nach der Stabdistanz bezw. Öffnungsweite der verwendeten Mechanismen zwischen 2-6 nF pro 1000 Einwohner und Jahr. Der Wassergehalt der Rechenrückstände liegt gewöhnlich bei etwa 70%.

Die auf maschinellem Wege aus den Abwässern entfernten Schmutzstoffe werden zumeist von den Landwirten gern abgenommen. Ihre Ansammlung bis zum Zeitpunkte der Abfuhr erfolgt in entwässerbaren Gruben. Zur Vermeidung von Geruchsbelästigung bei längerer Lagerung dient eine Bestreuung mit Chlorkalk oder das Bedecken mit Torfmull oder ein Besprengen mit t acilol u. dergl. Die Siebrückstände können auch mit Hausmüll kompostiert oder mit diesem zugleich in Müllöfen verbrannt werden.

2. Klärung durch Sedimentation.

Neben schweren Sinkstoffen, welche sich schon bei geringer Verminderung der Strömungsgeschwindigkeit absetzen, und gröberen Schwimm- und Schwebestoffen, die durch die vorbesprochenen Rechen- und Siebvorrichtungen ausgeschieden werden können, finden sich in den Abwässern immer noch beträchtliche Mengen ungelöster Stoffe in überaus feiner Verteilung. Diese Stoffe können durch den Sedimentierbetrieb ausgeschieden werden, insofern ihr spezifisches Gewicht niedriger oder höher ist als jenes des Abwassers selbst, wodurch ein Aufschwimmen oder Absinken im vollkommen ruhig stehenden oder doch nur mit mäßiger Geschwindigkeit fließenden Abwasser möglich wird.

klümpchen oder Fetttröpfen an infolge von Erschütterungen, Temperatur- oder Druckschwankungen von den Partikelchen, welch letztere dann rasch zu Boden sinken. Fett

Es ist häufig zu beobachten, daß sich einzelne Körperchen von verschiedenem spezifischen Gewichte so zusammenlagern, daß das gebildete Aggregat eben das Volumengewicht des Abwassers aufweist, womit dann auch jegliche Tendenz zum Aufsteigen oder Absinken verloren geht. Derlei Aggregate bilden sich insbesondere durch Anlagerung von Glasbläschen, Fettschwerere Partikel. Erstere trennen sich oft

getragenen

Emporsteigen

macht derzeit wohl nur das später noch zu besprechende Kremersche Klärabsichtlichen Gebrauch. Der normale Klärbetrieb hingegen rechnet

an

körperchen vereinigen sich hingegen oftmals bei einer zufälligen Annäherung oder bei einer absichtlich eingeleiteten Durchwirbelung (ähnlich wie bei der Verbutterung) zu größeren Klümpchen, deren gesteigerter Auftrieb dann ein die Wasseroberfläche begünstigt. Von diesem Verhalten

verfahren    ,    . ,    ,    ,

in erster Linie nur mit der unter der Wirkung der Schwerkraft bestehenden

Abscheidungstendenz.

bezw. Kesseln bewerkstelligt.

Derselbe wird in Klärbecken, Klärbrunnen oder Klär-

türmen

a) Klärbecken.

in Flach- oder Absitzbecken wurde früher zumeist

Der Klärbetrieb

intermittierend geübt, d. h. ein größeres Becken wurde mit Abwasser gefüllt, eine Zeitlang der Ruhe überlassen, sodann allmählich vom abgeklarten

Wasser befreit und vom ausgeschiedenen Schlamme gereinigt. Dieser Betriebsweise haften mannigfache Übelstände an. Einerseits gebt die Zeit für die Füllung und Entleerung des Beckens für den eigentlichen Klärbetrieb verloren, und muß daher immer eine größere Anzahl von Becken zur alternierenden Benutzung bereit gehalten werden; weiter ist nach jeder einzelnen Entleerung auch eine Entschlammung vorzunehmen, wenn nicht der bereits abgesetzte Schlamm bei der Wiederanfüllung neuerlich aufgewirbelt werden soll, andererseits ist auch im angefüllt stehenden Becken eine vollkommene Wasserberuhigung praktisch nicht erreichbar, weil durch Konzentrationsund Temperaturströmungen, durch Gasentwicklung bei einsetzender Fäulnis, sowie zufolge der Einwirkung des Windes immer eine gewisse Wasserbewegung auftritt.

Aus diesen Gründen ist man fast allgemein zum kontinuierlichen Klärbetrieb übergegangen, der dadurch charakterisiert ist, dass die Abwässer das Klärbecken im langsamen Strome stetig durchfließen, wobei durch entsprechende bauliche Ausgestaltung des Beckeneinlaufes und -Auslaufes dafür gesorgt wird, daß sich die Strömung möglichst gleichförmig über den ganzen Beckenquerschnitt verteile.

Der zur Ablagerung gelangte Schlamm wird bei entsprechender Sohlenausbildung durch den Druck des überstehenden Wassers in kurzen Intervallen abgelassen. Da dies aber selbst unter Zuhilfenahme besonderer Mechanismen nie vollständig gelingt, müssen auch die für kontinuierlichen Betrieb eingerichteten Becken zeitweise abgelassen und einer gründlichen Reinigung von Hand unterzogen werden.

Die Durchflußgeschwindigkeit des Wassers wurde früher zumeist äußerst niedrig, und zwar zu etwa 4 mm/Sek. angenommen und überdies den Becken die bedeutende Länge von 80—100 m gegeben. Erst auf Grundlage neuerer Untersuchungen¹) hat man es als zulässig erkannt, nicht nur die Durchflußgeschwindigkeit wesentlich, und zwar bis auf 20 mm/Sek. und darüber, zu erhöhen, sondern auch die Klärbeckenlänge auf 80—50 m herabzusetzen und so die von einem Klärbecken bewältigte Abwässermenge ohne praktisch fühlbare Herabsetzung des Kläreffektes wesentlich zu steigern.

Die bleibende Bedeutung, die einer sachgemäß durchgeführten Beckenklärung nicht nur als einem selbständigen Reinigungsverfahren, sondern auch zur Vorbehandlung der Abwässer für eine nachfolgende biologische Reinigung zukommt, lässt es notwendig erscheinen, auch auf die Theorie der Beckenklärung besonders einzugehen.

der Abwässer.

Sinkees^nriTwf't“’-    'angSam flieCenden Abwasserstrome eine

zu durchsiXn1^ ^ besttzt b,edarf, um die ganze Tiefe T eines Klärbeckens u durchsinken und sich auf der Beckensohle abzulagern, der Zeit:

nutz-

In einem Becken von der mittleren Tiefe T, der Breite B und der

|nJ,Laülge L' dessen Gesamtinhalt somit Q = B.L.T beträgt und das sekundlich vom Abwasserquantum q mit der Geschwindigkeit

B .T~ t

Ablagerung kommen, deren

zur

durchflossen wird, können nur jene Teilchen Sinkgeschwindigkeit über dem Grenzwerte

gelegen ist.

— =T~

t    L

<1

L.B.T B.L

Die Klärung wird demzufolge

vollständiger sein, je niedriger dieser Grenzwert für v bezw. das Verhältnis - zwischen nutzbarer Tiefe und Durchflußzeit wird.

um so

Für Becken von gleichem Gesamtinhalte und gleicher Durch-flußmenge ergibt sich aus vorstehenden Gleichungen:

1. Flache Becken üben eine größere Klärwirkung aus als tiefe;

2. für Becken gleicher Tiefe |also B . L = -yrj

ist das relative Ver-

hältnis von Länge zur Breite für den Kläreffekt belanglos.

Es muß an dieser Stelle darauf hingewiesen werden, daß Stadtbaurat C. Steuernagel in seinen an die Erfahrungen am Probeklärbecken von Köln-Niehl angeknüpften theoretischen Betrachtungen zu einer vom vor stehenden abweichenden Interpretation gelangt, indem derselbe ausführt

(a. a. O. S. 48):

wasser pro

b.h oder Breite mal Höhe, so hat man:

„Bezeichnet man mit t die Zeit, welche ein Schmutzteilchen im Kanalbraucht, um ein Becken von der Länge / zu durchfließen, mit M die Sekunde zu klärende Wassermenge und mit Q den Beckenquerschnitt

l.Q l.b.h u

bezw. nach der früher eingeführten Bezeichnungsweise:

L L.B.T

¹

) Direktor A. Bock und Dr. F. Schwarz, Versuche über mechanische Klärung der Abwässer der Stadt Hannover. Vierteljahrsschrift für gerichtliche Medizin und öffentliches Sanitätswesen. Dritte Folge. XIX. Band. Supplementheft. — Stadtbaurat Hopfner und Dr. Pa ul mann, Die Schmutzwasserreinigungsanlage der Stadt Kassel. Ebenda. — Stadtbaurat Steuernagel, Die Probekläranlagen zu Köln-Niehl etc. Mitteilungen der Königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwässerbeseitigung zu Berlin, Heft 4. — Stadtbauinspektor Uhlfelder und städt. Chemiker Dr. J. Tillmanns, Die Frankfurter Kläranlagen; ebenda, Heft 10.

v~ b . r; v

Worten: „für

Es hängt daher bei gleicher Wassermenge M theoretisch die Zeitdauer und somit auch der derselben entsprechende Kläreffekt von dem Produkte l b.h oder dem kubischen Inhalte des Klärbeckens ab“, oder mit anderen dasselbe Kanalwasser ist bei gleicher Wassermenge der Klär-

auszugehen.

effekt in verschiedenen Becken von verschiedenen Einzeldimensionen der gleiche, sofern nur der kubische Inhalt der Becken der gleiche ist.“

Steuernagel setzt nämlich den Kläreffekt lediglich derZeit proportional, was aber insofern unzulänglich erscheint, als die Mechanik der Klärung in einem Becken erfordert, daß den Schmutzteilchen nicht nur Zeit gegeben werde, um abzusinken, sondern auch die Beckensohle zu erreichen und sich auf derselben abzulagern, da sonst die noch in Schwebe befindlichen Teilchen von der aufsteigenden Strömung am Beckenauslaufe erfaßt und aus dem Becken abgetrieben würden. Aus diesem Grunde erscheint es notwendig, von der

diese Forderung ausdrückenden Bedingungsgleichung v —

Die Richtigkeit der hier vertretenen Anschauung ergibt sich auch unmittelbar aus folgender Betrachtung: In zwei im übrigen gleichen Klärbecken, in denen nur die korrespondierenden Dimensionen der Breite und Tiefe wechselseitig vertauscht wären, müßte, nachdem hierdurch weder der kubische Inhalt noch Durchflußgeschwindigkeit und Durchflußmenge eine Veränderung erfahren, auch ein gleicher Kläreffekt erzielt werden. Dies ist aber insofern unmöglich, als Teilchen gleicher Sinkgeschwindigkeit in der gleichen Klärzeit nicht verschiedene Beckentiefen zu durchsinken vermögen.

In der Praxis wurde bisher ausschließlich das Abhängigkeitsverhältnis des Kläreffektes von Durchflußgeschwindigkeit und Beckenlänge studiert, ein Vorgang, der, wie die früher abgeleiteten Gleichungen zeigen, zwar für ein und dasselbe Becken bei konstanter Wassertiefe und gleichbleibender Beschaffenheit der Abwässer einen Maßstab abzugeben vermag, aber keine direkte Übertragung der gewonnenen Erfahrungen auf andere Beckendimensionen und Abwasserzusammensetzungen erlaubt. (So ist z. B. der prozentuale Kläreffekt im Kölner Klärbecken für die stärker verschmutzten Tagewässer größer als für die relativ reinen Nachtwässer. Hingegen enthalten die sehr konzentrierten Kasseler Abwässer nach einer Klärung mit 4 mm Geschwindigkeit und einer Entfernung von etwa 97 °/₀ der suspendierten Stoffe noch ca. 120 mg organische Substanz in Schwebe, während die normalen städtischen Abwässer von Köln bei 40 mm, also 10 mal größerer Klärgeschwindigkeit und Entfernung, von 60 °/₀ nur 110 mg ungelöster organischer Substanz aufweisen.)

Deshalb scheint es zur Charakterisierung der Leistungsfähigkeit eines Beckens zweckmäßiger, einen absoluten Maßstab einzuführen und hierfür etwa die „wirksame Sinkgeschwindigkeit“ zu wählen. Hierunter sei im folgenden jene Sinkgeschwindigkeit verstanden, welche einem Schmutzteilchen zukommt, das bei der jeweils herrschenden Durchflußgeschwindigkeit während der zum Durchströmen der nutzbaren Länge des Beckens erforderlichen Zeit eben noch die ganze Beckentiefe zu durchsinken vermag.

Ein Blick auf die von Steuernagel für das Kölner Kanalwasser aufgestellte und in Fig. 276 wiedergegebene Sedimentierkurve, d. i. eine graphische Darstellung der nach verschieden langen Zeiträumen in einem 2 m tiefen Versuchsgefäße ausgeschiedenen Mengen von suspendierter organischer Substanz, zeigt, daß nach der bereits in der ersten Stunde erfolgten Ab-

lagerung der gröbsten Sinkstoffe die Menge der weiterhin ausfallenden feinen und feinsten Schmutzteilchen von der ersten bis zur sechsten Stunde fast proportional der Zeit anwächst und sich weiterhin der Grenzlinie für die überhaupt ausscheidbaren Stoffe asymptotisch nähert. Vervollständigt dieses Diagramm durch Auftragung der auf eine Beckentiefe von 2 m bezogenen Sinkgeschwindigkeitskurve, so zeigen sich in unverkennbarer Weise die nahen Beziehungen zwischen der geringen Zunahme der Schlammausscheidung und der wirksamen Sinkgeschwindigkeit, sobald diese sich einem noch festzustellenden Grenzwerte nähert. Die kleinen Abweichungen erklären sich

man

10 mmSek.

loa?¹ -

90-

2C'5% licht

ausscheid

oare

StoPP;

80-

879

0'9%

noch ausscheidb

. Stoffe

79-SV. 78 6 7.

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60.

50-

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8‘6 % a u ;> geschiedene

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0'5

Sinkzert

10 11

iZ Std.

Fig. 276.

Sedimentierkurve nacli Steuernagel.

hierbei ungezwungen daraus, daß der Natur der Abwässer entsprechend die Verteilung der Sehmutzpartikel über die einzelnen Sinkgeschwmd.gkettsbez.rke unmöglich eine vollkommen gleichförmige sein kann.

Die Bedeutung der Sinkgeschwindigkeit als eines kritischen Wertes für „    ft    hierdurch wohl zur Genüge gekennzeichnet, tur die

den Klärproze    ^ größter wichtigkeiti als gerade dieser Wert sich

Praxis is    , 1 allenthalben zu beschaffenden Versuchsgefallen

in relativ kleinen “d    in einfachster Weise feststellen läßt,

wird.

rs.““ »—- -

Leistungsfähigkeit geschaffen

Die Erfahrung, daß speziell aus städtischen Abwässern normaler Konzentration ca. 75—85, im Mittel etwa 80°/₀ der suspendierten organischen Substanz durch Sedimentation überhaupt nicht zur Ausscheidung gebracht werden können, gestattet auch einen Rückschluß auf die für praktische Zwecke überhaupt noch in Betracht kommende geringste Sinkgeschwindigkeit zu ziehen. So läßt sich aus den Steuernagelschen Versuchen berechnen, daß bei einem über 6 Stunden ausgedehnten Klärbetriebe bei 2 m Beckentiefe während der 6. Stunde, der eine mittlere wirksame Sinkgeschwindigkeit von rund 1,0 mm/Sek. zukommt, nunmehr 1,5 °/₀ der im Abwasser in Suspension enthaltenen organischen Substanz ausfallen. In der 12. Betriebsstunde, der eine mittlere Sinkgeschwindigkeit von 0,05 mm/Sek. entspricht, findet überhaupt keine praktisch in Betracht kommende Schlammausscheidung mehr statt. Die untere Grenze der wirksamen Sinkgeschwindigkeit dürfte sonach in die Größenordnung 10—² mm/Sek. zu verlegen sein. Dies scheint auch aus dem Grunde berechtigt, als die Geschwindigkeit, mit der die ihrem Wesen nach noch nicht vollständig erforschten Brownschen Bewegungen vor sich gehen, nämlich jene Vibrationen, mit denen sich mikroskopisch kleine Körperchen in Flüssigkeiten ohne merkbare Beeinflussung durch die Schwerkraft dauernd in Bewegung erhalten, den Größenordnungen 10—² bis 10—3 mm/Sek. angehört.

Untersucht man die in der Literatur vorbildlichen Klärversuche unter den im vorstehenden entwickelten Gesichtspunkten, so ergibt sich für die Steuernagelschen Becken-Versuche in Köln:

.. . 4,0    20,0 40,0

1,0 2,0 72,3    69,1    58,9.

Durchflußgeschwindigkeit V mm/Sek. .    .

wirksame Sinkgeschwindigkeit v mm/Sek.....0,2

Kläreffekt in Prozenten

Für die Versuche von Uhlfelder und Tillmanns in Frankfurt:

V mm/Sek......

v mm/Sek......

Kläreffekt in Prozenten .

° O © I—¹ CO

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^ O 00

r-H    CD

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~o D ~cw

Endlich für die Versuche von Bock und Schwarz in Hannover:

.    .    8,00    10,00    15,00    19,00

.    .    0,22    0,28    0,42    0,52

66,70    57,30    56,80.

V mm/Sek. .    .

v mm/Sek, .    .

Kläreffekt in Prozenten . 59,70

Die Frankfurter Versuche geben hierbei Mittelwerte aus 54 Einzelversuchen und ordnen sich dementsprechend auch in eine Reihe, welche von jener der Kölner Versuche nicht allzuweit abweicht. Die Hannoveraner Versuche sind in einem Klärbecken mit gegen den Auslauf fallender Sohle durchgeführt und erstrecken sich nur über ein Bereich der wirksamen Sinkgeschwindigkeiten, das an sich nur mehr verhältnismäßig geringe Änderungen im Kläreffekt bewirken kann, eine Tatsache, die zur Zeit der Versuchsanstellung unbeachtet blieb und daher auch zur Erklärung der hier konstatierten geringen Wirkung einer Herabsetzung der Durchflußgeschwindigkeit nicht herangezogen wurde. Diese einzelnen Versuchsreihen würden sicherlich noch eine bessere Überwenn der erzielte Kläreffekt auf den anstatt auf die Gesamtmenge der

einstimmung untereinander aufweisen, durch Sedimentation ausscheidbaren Teil Schwebestoffe umgerechnet worden

wäre.

,.. , Auf ^rurid dieses leider noch sehr geringen Beobachtungsmateriales duitte zwecks allgemeiner Orientierung zumindest nachstehende Tabelle über die Beziehungen zwischen Sinkgeschwindigkeit und prozentualem Kläreffekt (auf die Gesamtmenge der ungelösten Substanz bezogen) für städtische Abwässer normaler Konzentration aufgestellt werden:

Wirksame Sinkgeschwindigkeit mm/Sek.: ^ 0,05 0,10 0,50 1,00 2,50 5,00

•    • 75,85 70,80 65,75 60,70 50,60 40,50.

Kläreffekt in Prozenten .    .

Auf die durch Sedimentation überhaupt ausscheidbaren Teile bezogen, müßten diese Grenzwerte um etwa ¹/₅—¹/₆ erhöht werden.

aus

Während die Herabsetzung der wirksamen Sinkgeschwindigkeit rasch, aufhört, den erreichbaren Kläreffekt zu steigern, verlangt diese Maßregel andererseits eine ganz erhebliche Vergrößerung der Beckendimensionen, wie nachstehender Tabelle ersichtlich wird.

Tabelle der erforderlichen nutzbaren Klärbeckenlänge L in Vielfachen der mittleren

Klärbeckentiefe T.

Durchflußgeschwindigkeit V in mm/Sek.

0,05

Wirksame Sinkgeschwindigkeit v in mm/Sek.

0,1

0,5

1,0

5,0

10,0

r-H lO

20

10

0,2

0,1

100

50

10

1,0

0,5

o o o o o o

1-1 CM CO Tfl iO

200

100

20

10

5,0

1,0

400

600

800

1000

2000

200

300

400

500

1000

40

60

80

100

200

20

30

40

50

100

10,0

15,0

20,0

25,0

50,0

2,0

3,0

4,0

5,0

10,0

Bei der praktischen Verwendung dieser Tabellenwerte darf nicht übersehen werden, dass man wohl nur bei kleinen Durchflußgeschwindigkeiten Gleichförmigkeit in der Geschwindigkeitsverteilung über Beckenquerschnitt rechnen kann, welch letzterer für einen guten

auf eine angemessene den ganzen Klärerfolg von großer Bedeutung ist.

Denn es

ist klar, daß ein Übertritt der feinen Suspensa aus einem Faden zum andern, also ein Durchsinken des Beckens nach der Vertikalen nur dann stattfinden kann, wenn die benachbarten Wasserfäden verschwindend o-erin°-e Geschwindigkeitsdifferenzen aufweisen. Eine derartige gleichmäßige Geschwindigkeitsverteilung ist aber weder bei sehr flachen noch bei sehr tiefen Klärbecken zu erwarten, und dürfte es sonach das zweckmäßigste sein bei Feststellung der Querschnittsverhältnisse, für die überdies ja auch bautechnische und bauökonomische Momente mitbestimmend werden,

sich nicht zu weit von jenen Formen zu entfernen, welche einen möglichst kleinen benetzten Umfang darbieten, also einem möglichst kleinen Einfluß der Wand sowie der den Luftströmungen ausgesetzten Wasserspiegelfläche unterliegen.

cn <m

Für Querschnitte, welche sich der Rechtecksform anschmiegen, wäre dies etwa das Verhältnis von T— - -•

Dies läßt sich insofern leicht erreichen, als der erforderliche Gesamtdurchflußquerschnitt ohnehin auf mehrere Einzelbecken verteilt werden muß, um dem Wechsel der Zuflußmenge sowie der zeitweiligen Außerbetriebsetzung einzelner Becken zwecks Entschlammung Rechnung zu tragen.

Ebenso wird man bei Wahl des Verhältnisses zwischen Länge und Breite des Klärbeckens letztere Dimension nicht zu groß annehmen. Denn die Forderung, die Wassereinströmung über den ganzen Querschnitt stattfinden zu lassen, kann bei schmalen Becken technisch weitaus leichter befriedigt werden, als bei breiten. Trotzdem wird man der Ausbildung unregelmäßiger Strömungen am Einlauf und Auslauf stets besonders Rechnung tragen müssen, und aus diesem Grunde der aus den angegebenen Gleichungen ableitbaren „nutzbaren Länge L“ für die praktische Ausführung immer noch ■einen Zuschlag von 2—3 T erteilen.

Bei Festlegung der erforderlichen Beckenausmaße muß außerdem den unvermeidlichen Schwankungen des Zuflußquantums Rechnung getragen werden.

Dem läßt sich durch zeitweilige Änderung der Durchflußgeschwindigkeit ■oder durch Inbetriebsetzung einer größeren Beckenzahl in den Stunden des stärksten Wasserandranges entsprechen.

Die alleinige Anwendung der erstangeführten Maßregel führt entweder jzu einer Verminderung des Kläreffektes beim Maximalzufluß, oder zu einer gleichfalls nicht wünschenswerten Verlängerung der Durchflußzeit in den Zeiten geringen Zuflusses, die zumeist mit den Nachtstunden zusammenfallen, in denen die Abwässer ohnehin relativ arm an suspendierter Substanz sind, und eine Klärung oftmals sogar ganz unterbleiben kann. Die zeitweise Änderung der Durchflußgeschwindigkeit bringt aber noch einen besonderen Nachteil mit sich. Der Klärschlamm weist stets einen hohen und in erster

Dinie durch seinen Gehalt an feinen und feinsten Teilchen bedingten Wassergehalt auf. Daraus ergibt sich, daß bei einer mit hoher Klärgeschwindigkeit •oder in kurzen Becken vollzogenen unvollständigen Klärung, bei der nur die groben Teilchen zum Ausscheiden gebracht werden, ein wesentlich wasserarmerer Schlamm gewonnen wird, als bei einer durchgreifenden Klärung mit kleiner Klärgeschwindigkeit, bei der auch die feinsten ausscheidbaren Teilchen abgelagert werden.

(Siehe die Tabelle auf S. 671).

Diese Zahlen zeigen deutlichst den großen Einfluß einer ganz geringen Menge feinster Substanz auf die Erhöhung der Wasserkapazität.

Eine derartige Durchmischung grober und feiner Teilchen muß aber insbesondere bei oftmals wiederholter Änderuug der Klärgeschwindigkeit

am

dem Zuflußquantum entsprechend bald

man

Man wird also den Forderungen nach Erzielung eines gleichmäßig hohen Kläreffektes sowie der Gewinnung eines wasserarmen Klärschlammes besten dadurch genügen, daß mehr, bald weniger Becken in Dienst stellt und nur in den Stunden größten Wasserandranges eine mäßige Durchflußgeschwindigkeitssteigerung gestattet.

Bei Bestimmung der Zahl der anzulegenden Becken kommt außerdem in Betracht, daß ein Teil derselben zwecks Reinigung zeitweilig ausgeschaltet werden muß, und diese Räumung im Sommer, in dem der Schlamm rasch in Fäulnis übergeht, oftmals in Intervallen von nur 2—3 Tagen vorgenommen werden muß, während im Winter ein 10—14 tägiger Turnus zumeist ausreicht, falls die an den Becken auszuführenden Schlammtrichter die Anhäufung so großer Schlammmengen gestatten.

Beim Trennsystem, dessen Abflußschwankungen zwischen Nachtminimum, Tagesmittel und Tagesmaximum sich etwa im Verhältnis 0,5 : 1: 2,5 bewegen, läßt sich der normale Betrieb mit zwei Becken abwickeln, von denen während der Nachtstunden nur eines, im Tagesbetriebe beide mit normaler Durchflußgeschwindigkeit arbeiten und letztere in der Zeit des größten Abflusses auf das 2,5 fache gesteigert wird, während ein drittes Becken von gleicher Größe (also 50 °/₀ Reserve) im Wechselbetriebe mit den beiden andern die Vornahme der Reinigung unter Vermeidung von Nachtarbeit gestatten würde.

der

B. Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung BeckenTndea hA iT^ Substanz bei höherer Klärgeschwindigkeit

BecUenanfangXethi^n rrd^^^b”^^^ ^ SCh°"

__Bei den Steuernagel sehen Versuchen

der Abwässer.

671

erst am näher am

betrug beispielsweise:

Durchflußgeschwindigkeit in mm/Sek. .

Kläi effekt in Prozenten der ausgeschiedenen

standteile.....

Ausgeschiedene Schlammmenge in Liter Wassergehalt des Schlammes in Prozenten . Trockensubstanzgehalt des Schlammes in Prozenten Menge der pro 1 m! Abwässer ausgeschiedenen Trockensubstanz in mg......

organischen Be-

pro 1 m³ Abwässer.

20

40

72,3

4,04

69,1

95,57

4,43

179,0

2,47

58,9

92,87

1,84

7,13

91,34

8,66

176,4

159,2

Beim Sarnmelsystem, dessen Maximalabflußmenge durch die Kapazität der Notauslässe festgelegt ist, müssen etwas größere Reserven vorhanden sein. Nimmt man z. B. eine 5 fache Verdünnung des mittleren Zuflußquantums (also immer noch doppelte Verdünnung, falls der maximale Brauchwasserzufluß und Regenabfluß zeitlich zusammenfallen) sowie eine 100 pro-zentige Reserve, so wäre es zweckmäßig, 4 Becken anzulegen, von denen in der Nacht ein einziges, beim mittleren Tageszuflusse 2 in Betrieb stehen, während das Tagesmaximum entweder durch Steigerung der Durchflußgeschwindigkeit auf das 2,5 fache der normalen in 2 Becken, oder auf das 1,66 fache in 3 Becken bewältigt würde, und der maximale Regenabfluß in 3 Becken unter Erhöhung Klärgeschwindigkeit auf das 3,3 fache aufgenommen werden könnte.

Bei größeren Anlagen läßt sich der erforderliche Beckenquerschnitt auf Sätze zu je 3—4 Becken, die nach dem angegebenen Schema arbeiten, aufteilen.

zusammen-

Auch bei Vornahme des Sedimentierbetriebes ist es notwendig, die Abwässer vor Einleitung in die Klärbecken durch Sandfänge, Rechen oder Siebanlagen von den gröbsten Sink-, Schwimm- und Schwebestoffen zu befreien, wozu die bereits besprochenen Mechanismen Verwendung finden. Die in den Becken selbst an die Oberfläche steigenden feineren Schwimmstoffe

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Fig. 277. Versuchsklärbecken von Köln a. Rh.

werden durch Tauchbretter zurückgehalten. Letztere dürfen aber nur wenig unter den Wasserspiegel herabreichen, da sie andernfalls die Strömung und hiermit auch den Verlauf des Sedimentierungsprozesses ungünstig beeinflussen würden.

Auf Grund der in Köln angestellten Klärversuche hat es sich als zweckmäßig erwiesen, die Klärbecken im Querschnitte schwach muldenförmig auszuführen und die Sohle mit einem schwachen Anstieg gegen den Beckenauslauf (etwa 1 :50) zu versehen. Am Beckeneinlauf wird ein geräumiger Schlammtrichter vorgelegt, aus dem die Schlammableitung erfolgt.

Während man früher sowohl die Zuleitung als auch die Ableitung des Wassers mit Hilfe breiter, in der Höhe des Normalwasserspiegels gelegener

Überfälle beweikstelligte, wird auf Grund der neueren Erfahrungen vorgezogen, die Wasserzuleitung mit Hilfe von Regulierschützen vorzunehmen, durch welche der Einlaufquerschnitt nach Breite und Höhe möglichst vollständig freigelegt werden kann. Hiermit wird neben der Erzielung einer gleichförmigen Strömung im ganzen Beckenquerschnitte auch die Bildung Schlammablagerungen im Zulaufkanal hintangehalten. Für den Beckenablauf findet man hingegen die mit senkbaren Aufsätzen ausgestatteten Wehrrücken beibehalten oder Klappschütze (Fig. 278) angebracht. Während letztere bei entsprechend tiefer Lage des Ablaufkanales eine fast vollständige allmähliche Entleerung des Beckens gestatten, müssen bei Vorhandensein hoher Wehrrücken noch besondere Etagenablässe, Gelenkschwimmer (Fig. 279) und dergl. angebracht werden, um fallweise eine vollständige Trockenlegung des Klärbeckens zu ermöglichen.

von

Das unmittelbar über den Schlammablagerungen stehende

Fig. 278. Klappschütz.

Fig. 279. Gelenkschwimmer.

Wasser ist zufolge der bei dem Ablassen der höheren Wasserschichten kaum vermeidlichen Schlammaufwirbelungen stets stark getrübt und darf daher direkt in den Vorfluter eingelassen werden. Dasselbe wird zumeist

einem der Nachbarbecken einem

ganz

auch nicht in den

neuerlichen Klärprozeß unterworfen.

Die Erwartung, dafl der während des kontinuierlichen Betriebes auf der Beckensohle ausgeschiedene Klärschlamm unter Wasserbedeckung Schlammtrichter abfließen werde, hat sich nicht voll erfüllt, seiner Dünnflüssigkeit doch nicht die erfordergebenden Wasser gegenüber besitzt, um auf Trotzdem hat die vor-

Zulaufkanal zurückgepumpt und in

geneigten stetig nach dem da eben der Klärschlamm trotz liehe Gewichtsdifferenz dem

⁵⁰ ng“Ä^ede^S=^“kens insofern ihre volle besprochene Ausbi f am Becfeneinlauf die stärkste Schlammausscheidung Berechtigungen £    ^    ^    ^ gewärtigenden Massenablagerungen bei

. . r oder gegen den Auslauf fallender Sohle in kürzester Zeit scha horizontaler odergeg    querschnittes hervorbringen mühten, die zu

liehe Einengungen de D°rchflußgqeschwindigkeit und hiermit auch zur neuer-

des bereits ausgeschiedenen Schlammes beitragen können. Dritte Auflage. II. Band.

stattfindet

einer Vermehrung liehen Aufwirbelung

Friedrich, Wasserbau.

um

43

4 mm 70,7 o/₀

So wurde z. B. bei den mehrerwähnten Versuchen Steuernagels zu Köln festgestellt:

Bei einer Klärgeschwindigkeit von .    .

Ablagerungen im Schlammtrichter .    .

Ablagerungen über die ansteigende Sohle verteilt 54,9 „

.    .    40 mm

20 mm 51,0 o/o 49,0 „

• • H9%

29,3 „ .

Um ein beträchtlich höheres Längsgefälle der Beckensohle zu ermöglichen, wurden die neuen Klärbecken in Frankfurt a. M. mit zwei, jene von Elberfeld sogar mit vier hintereinander liegenden Schlammsümpfen versehen. Die in Elberfeld gewählte, durch die schematischen Schnitte in Fig. 280, sowie die beiden photographischen Abbildungen Fig. 281 und 282 zur Darstellung gebrachte Anordnung stützte sich auf eingehende Modellversuche, welche wertvolle Aufklärungen hinsichtlich der Beweglichkeit des Klärschlammes unter Wasserbedeckung brachten.¹)

L äitffeTLSchnitt.

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Querschnitt beiA.

Querschnitt beiB.

mm

Fig. 280. Schematische Darstellung der Klärhecken von Elberfeld-Barmen.

Die Abwässer der nach dem Trennsystem kanalisierten Städte Elberfeld Barmen passieren zunächst einen Sandfang sowie Flügelrechen nach Bauweise Uhlfelder-Böcking und gelangen sodann in Klärbecken, von denen vorerst 4 mit je 41 m Länge, 6,5 m mittlerer Breite und 2,6 m mittlerer, nutzbarer Tiefe ausgebaut wurden. Die Durchflußgeschwindigkeit des Wassers variiert zwischen 4—8 mm (demnach würde die wirksame Sinkgeschwindigkeit im ungünstigsten Falle ca. 0,5 mm/Sek. betragen).

Die Beckensohle erscheint in 4 Schlammtrichter aufgelöst, von denen je zwei gleich dimensioniert sind, und zwar zeigen jene an der Zulaufseite, entsprechend dem hier zu erwartenden stärkeren Schlammanfall, einen größeren

9 Vergl. hierzu: Stadtbaurat Schoenfelder-Elberfeld, Die städtische Abwasserkläranlage von Elberfeld-Barmen, Mitteilungen der kgl. Prüfungsanstalt, Heft 8, sowie: Erfahrungen über ausgeführte neuere Anlagen, insbesondere zur mechanischen Reinigung städtischer Abwässer, Techn. Gemeindeblatt, XIII. Jahrg., 1910, Nr. 14 und 15.

Fassungsraum und durchweg gleiche, stärkere Wandneigung. Die Wandneigung der beiden auf der Ablaufseite gelegenen, lediglich Feinschlamm aufnehmenden Trichter ist im oberen Teile sanfter gehalten als bei den Grobschlammtrichtern. Die Trichter sind an eine für je zwei Becken gemeinschaftlich in der Trennungsmauer untergebrachte Entschlammungsleitung angeschlossen. Der Schlamm wird ohne Unterbrechung des Betriebes nach Schlammbrunnen abgedrückt und von hier auf die Schlammtrockenplätze abgepumpt. Es ist für den Betrieb wichtig, das Abdrücken des Schlammes rechtzeitig zu bewerkstelligen, und zwar bevor die Ablagerungen über die steil geböschten Trichterwandungen emporgewachsen sind, da sonst auch hier das

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Fig. 281.

Klärbecken von Elberfeld-Barmen

in entleertem Zustande (Blick gegen den Beckeneinlauf).

Verstehende Abwasser die Schlammmassen durchbricht und nur sehr

Xr Schlamm zur Ableitung gelangt. Wird hingegen der Schlamm in f h Intervallen (zumindest einmal täglich) abgedrückt, so zeigt derselbe kurzen    ß> hohen Gehalt an Trockensubstanz. Immerhin muß abei

Ver    der°estalt geübten Entschlammungsbetrieb jedes Becken m

4_J Wochen zwecks gründlicher Reinigung der Sohle und anhaftenden Sielhaut vollständig trocken gelegt werden.

Elberfelder Anlage im Stadium der Wiedei-Auslauf gegen den Emden

einen auch bei einem

Intervallen von

Wandungen

von der

zeigt ein Becken der

h Vornahme der Reinigung, und zwar vom

hV    Becken während des Klärbetriebes gegen

Fig. 281

anfüllung nac lauf gesehen, Fig. 282 ein Auslauf gesehen.

Angesichts Klärbecken wird es

der zumeist beträchtlichen Tiefe der Schlammtrichter der auch nur in den seltensten Fällen möglich sein, den aus

43*

gefallenen Schlamm per Gravitation auf die Schlammablagerungs- oder Schlammtrocknungsplätze zu befördern. Zumeist wird der Klärschlamm zunächst nach einem Hauptbrunnen abgelassen, der mit sämtlichen Klärbecken in Verbindung gesetzt werden kann und von hier aus eine periodische Abdrückung zur Weiterverwendungsstelle des Schlammes vorgenommen. Hierfür eignet sich besonders die pneumatische Förderung. Je nach der verfügbaren Höhenlage wird der dünnflüssige Klärschlamm entweder in Ejektoren abgelassen und nach deren Füllung durch Zuleitung von Druckluft weiter gedrückt oder in Vakuumkessel (Fig. 289, auf S. 688) aufgesaugt und abgedrückt. Im letzteren Falle sind die Kessel dann gewöhnlich in Zweizahl

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Fig. 282. Klärbecken von Elberfeld-Barmen im Betrieb (Blick gegen den ßeckeoablauf).

gekuppelt und so betrieben, daß die aus einem Kessel abgesaugte Luft zum Abdrücken des Schlammes aus dem zweiten Kessel verwendet wird. Hierdurch werden Geruchsbelästigungen auf ein Minimum reduziert. Da Schieber und Ventile in den Schlammleitungen leicht Verstopfungen erfahren, hat die Firma E. Geiger-Karlsruhe ein zuerst auf der Elberfelder Kläranlage mit bestem Erfolge verwendetes Schlammventil mit großem Durchgangsquerschnitte nach dem Prinzipe des Dreiweghahnes konstruiert. Dasselbe eignet sich insbesondere zum Anschlüsse mehrerer Schlammsümpfe an eine gemeinsame Hauptleitung oder die von letzterer abgehenden Verteilungsleitungen.

Als Baumaterial für die Klärbecken findet fast ausschließlich Stampfbeton Anwendung, und ist auf Erzielung vollständiger Wasserdichtheit besonderes Augenmerk zu richten. Vielfach wird an Stelle eines glatten Verputzes der inneren mit dem kohlensäurereichen Abwasser in dauernder Berührung

stehenden Beckenteile eine Verblendung mit Klinkern oder selbst mit glasierten lamotteplatten angebracht. Eine Eindeckung oder Überwölbung der Becken der ganzen Länge nach wird wohl :i_

Überbauten beschränken sich zumeist

ausnahmsweise durchgeführt werden; auf die Sieb- und Rechenanlagen, die Schütz- und Schiebergalerien sowie die Räumlichkeiten zur Aufstellung der Pumpen.

Bei Durchbildung der Fundamente, der Umfassung und Zwischenwände dei Becken ist auf die rasch wechselnde und oftmals einseitige Belastung, sowie auf die Wirkung des Grundwasserauftriebes besondere Rücksicht zu nehmen.

nur

nur

Während man sich bei der Neuanlage der einschlägigen Untersuchungen und praktischen Betriebserfahrungen folgend entweder für die Anbringung eines geräumigen Schlammtrichters am Beckeneinlaufe und einer weiterhin gegen den Auslauf ansteigenden Sohle oder zur Anordnung einzelner verschieden großer längs der Beckenachse verteilter Schlammtrichter entschließen wird, dürfte es wohl nur in ganz vereinzelten Fällen möglich sein, bestehende mit horizontaler oder gegen den Ablauf fallender Sohle angelegte Becken zwecks Erleichterung der Entschlammung nach den vorgebrachten Gesichtspunkten zu rekonstruieren, wie dies z. B. auf der Kläranlage von Frankfurt a. M. mit bestem Erfolge bewerkstelligt wurde.

Immerhin dürfte es aber doch in Frage kommen, den Entschlammungsund Reinigungsbetrieb bestehender Anlagen durch nachträglichen Einbau passender Mechanismen zu erleichtern.

Zu diesem Zwecke stehen insbesondere in England verschiedene

von

Flachbecken den Ergebnissen

Apparate mit befriedigendem Erfolge in Verwendung. Genannt seien der Fidl ersehe Schlammsammler, ein spiralförmig gebogener Blechstreifen, welcher, mit einer im Zentrum der Spirale abgehenden Zentralsäule durch Spanndrähte verbunden und in Drehung versetzt, das auf der ebenen Beckensohle lagernde Schlamm material nach einer in der Nähe des Zentrums situierten Bodenöffnung des Beckens befördert, sowie der Abstreicher nach Booth & Sons, Bolton, der, ähnlich wie die zur Reinigung von Kanälen

auf einem an der Beckensohle verlegten Geleise

gebräuchlichen Spülschilder laufend und von Hand aus oder durch maschinelle Kraft weiterbewegt, den sich her schiebt und die Beckenwandungen reinigend be-

Klärschlamm vor streicht

Als Beispiel einer sorgfältig durchkonstruierten mechanischen Kläranlage der Stadt Znaim in Mähren¹) im nachstehenden kurz beschrieben

sei jene

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Die Stadt Znaim, mit 15000 Einwohnern und lebhafter Industrie, besitzt Schwemmkanalisation; derselben liegt die Annahme eines

eine moderne    .    .    .    .    ,

Trockenwetterabflusses von 1400 m³ pro Tag mit einem maximalen Stundenabfluß von 84 m³ bezw. 23,3 sl. zugrunde. Für den Regenabfluß ist die vier-

n Diese Anlage wurde nach den Plänen des beh. aut. Bauingenieurs Lud wig Roth öffentl. Gesellschafters der Bauunternehmung N. Rella &:Nefle, Wien, genannter Firma im Jahre 1906 erbaut, und sei an dieser Stelle für die Lberlassung der Pläne der geziemende Dank zum Ausdruck gebracht.

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Ablauf.

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Fig. 283. Mechanische Kläranlage der Stadt Znaim.

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edhoechW1000r^enge’ t *• ⁹³’1 SlV “genommen. Der derzeitige Abflufi dürfte jedoch 1000 m³ pro Tag noch nicht überschreiten.

wurde sich selbst bei einem Niederwasserquantum von 4 m³ pro Sekunde in em als Vorfluter dienenden Thayaflusse noch eine 120fache Verdünnung ergeben und steigert sich dieselbe bei Mittelwasser sogar auf das 200fache. 1 rotzdem wurde die Vornahme einer mechanischen Klärung der Abwässer notwendig, da der Hauptsammler im Bereiche des Rückstaues eines Wehres ausmündet.

Unter diesen Annahmen

Die Anlage umfaßt 3 Klärbecken mit je 30 m Länge, 2,8 m mittlerer Breite und 2,0 m mittlerer Tiefe, auslauf an.

Die Sohle steigt unter 1 : 50 gegen den Becken-

Vor den drei Becken liegt eine gemeinschaftliche Einlaufgalerie, in welcher der mit einem Eiprofil von 50/70 cm ausgeführte Hauptsammler nach Passierung eines kleinen Sandfanges mit Stabrechen einmündet. Jedes Becken ist durch einen Schütz von der Einlaufgalerie abschließbar.

Am Beckenende befindet sich eine Überfallmauer, über deren Rücken die geklärten Wässer abströmen. In derselben sind zwecks vollständiger Entleerung der Becken seitlich übereinander je zwei senkbare Schützen geordnet, so daß das Wasser von oben nach unten langsam abgelassen werden kann. Die oberen Schütze ergießen ihr Wasser in die Reinwasserablaufgalerie, während die unteren in einen verdeckten Rücklaufkanal führen, aus dem das Wasser behufs neuerlicher Klärung in die Einlaufgalerie zurückgepumpt werden kann.

Einlauf- und Ablaufgalerie sind durch einen loggienartigen Überbau gedeckt, um die Mechanismen und das Bedienungspersonal gegen die Unbilden der Witterung zu schützen. Die Pumpen für die Rückbeförderung des über dem Schlamme stehenden Wassers, sowie für die Beförderung des Schlammes nach den Schlammtrockenplätzen sind in einem eigenen Betriebs-

an-

gebäude aufgestellt.

Nach der Entschlammung eines Beckens wird dasselbe von der Rein-mit bereits geklärtem Abwasser gefüllt und dann erst die

wassergalerie

Zuleitung von ungereinigtem Wasser begonnen. Hierdurch wird eine Störung des Klärbetriebes in den benachbarten Becken vermieden. Als Durchflußgeschwindigkeiten ergeben sich bei gleichzeitigem Betriebe aller 3 Becken Für das derzeitige mittlere Zuflußquantum von 16,7 sl. 1,4 mm pro Sekunde, bei 23,3 sl. 2 mm pro Sekunde und bei Regenabfluß etwa 8 mm pro Sekunde.

Die Anlage ist ganz in Stampfbeton bezw. Eisenbeton ausgeführt. Die bei der Projektierung gehegten Erwartungen bezüglich Erzielung eines Kläreffektes von 70 0,₀ wurden durch die Betriebsergebnisse sogar weit übertroffen. Eine vom chemisch-technischen Laboratorium zu Wien durchgeführte rTn^^uchune ergab eine Abnahme im Gehalte an suspendierten organischen

Liter am Einlaufe auf 141,2 mg am Auslaufe, Die hohe Konzentration der Znaimer

aus

Stoffen von 3517,2 mg pro

eine Entfernung von 96°/o-

_ bei der angeführten Probenahme ergab sich ein Gesamttrocken-

Liter mit 4548 mg organischen Bestandteilen — Stadt betriebenen Gerbereien, Stockbeizereien und

sonach

Abwässer rückstand von 8964 mg pro den in der

stammt von

der Gemüsekonserven-Industrie, welche u. a. bedeutende Mengen von Waschwässern liefert.

Die Kosten der Anlage, einschließlich der mit Tonrohren von 20 cm Lichtweite ausgeführten Schlammleitung nach 4 in ca. 1200 m Entfernung gelegenen Schlammtrockenplätzen, belief sich auf rund 90000 K. Es entfällt sonach auf 1 Tageskubikmeter ein Betrag von 64 K bezw. 6 K auf den Kopf der derzeit angeschlossenen Bevölkerung.

Besonders weitgehende Vorschläge bezüglich der Ermöglichung einer durchgreifenden Sedimentierung und der Schlammanleitung unter Wasserbedeckung zeigt ein dem Ingenieur Grimm in Halle a. S. patentiertes, von der Firma E. Seidl in Waldenburg zur Ausführung übernommenes Flachbecken mit Schnell-Entschlammungsanlage. Grimm beabsichtigt, die ganze Klärbeckensohle in pyramidenförmige Schlammtrichter von ca. 1 m² Basisfläche und 45° Wandneigung aufzulösen. Die in der Querrichtung des Beckens nebeneinander liegenden Schlammtrichtergruppen sind durch vertikale, von der Trichterspitze ausgehende Rohrstutzen an Schlammsammelleitungen angeschlossen. Je zwei benachbarte Sammelleitungen werden durch ein Gabelrohr vereinigt und mittels eines zwischengeschalteten Absperrschiebers an die in einem in der Zwischenmauer zweier Nachbarbecken geführten Kontroll-gange untergebrachte Hauptschlammleitung angeschlossen. Der dem Kontroll-gange zunächst gelegene Trichteranschlußstutzen ist mit einem Schauglase versehen, das den Fortgang der Schlammablagerung zu beobachten gestatten soll. Außerden sind hinter jeder zweiten Trichtergruppe noch besondere Absitzschirme angebracht. Es sind dies 2 in geringem Abstande zueinander liegende, ca. 40 cm hohe, emaillierte Eisenblechtafeln, welche, unter 45° gegen die Ablaufseite des Beckens geneigt, das Klärbecken der Breite nach überspannen. Grimm erwartet, daß sich die feinsten Suspensa auf diesen Schirmen leichter absetzen werden, sich hier zu größeren Klümpchen vereinigen und dann, auf der geneigten Ebene abwärts gleitend, in die Schlammtrichter ab-rollen werden. Zeigt doch die Erfahrung, daß kolloidale Lösungen eine ausgesprochene Tendenz zur Pektinisierung aufweisen, indem die pseudogelösten Stoffe bei Berührung mit festen Körpern zu Gallerten erstarren, sich mit den feinen Suspensis zusammenballen und hierdurch eine höhere Sinkgeschwindigkeit erlangen.

Wird durch diese Einbauten die Ausscheidung bezw. Ansammlung der feinsten Schwebestoffe in den Schlammtrichtern begünstigt, so soll ihre Entfernung aus den Becken dadurch bewerkstelligt werden, daß zeitweilig über die zu einer gemeinsamen Trichtergruppe gehörigen Anschlußstutzen Standröhren gestülpt werden, die unten an die Trichterwand dichtend anschließen und bis über den Wasserspiegel emporreichen und nach Öffnung des Absperrschiebers ein Ablassen des im Anschlußstutzen angesammelten konzentrierten Schlammes ermöglichen, ohne Trübwasser mitzureißen. Das Einsetzen und Entfernen dieser Standröhren wird von einer das Becken überspannenden fahrbaren Brücke aus besorgt.

Da bei der Grimmschen Anordnung auf ein Becken von ca. 100 m2 Wasserspiegelfläche (5 m Beckenbreite, 20 m Beckenlänge, 1 m mittlere Beckentiefe exkl. Trichter) 100 Sohlenbrunnen mit den zugehörigen Anschlußleitungen entfallen, wird die ganze Anlage in Bau und Betrieb recht kompliziert und erscheint es einigermaßen fraglich, ob die hiermit bedingten Mehrkosten durch die bei Gewinnung eines konzentrierten Schlammes erzielbaren Ersparnisse aufgewogen werden können. Endlich darf nicht übersehen werden, daß die nicht unbeträchtliche, durch Einbau der Schirme und Trichter bedingte Vergrößerung der vom Abwasser berührten Flächen zu permanenten Schmutzablagerungen führen werden, die ihrerseits wohl nur nach vollkommener I rocken!egung des Beckens mit einem erheblichen Arbeitsaufwande entfernt werden können und doch auch zeitweilig entfernt werden müssen, wenn das auf Frischschlammgewinnung berechnete Becken nicht allmählich den Charakter eines Faulbeckens annehmen soll.¹)

Neben dem vorbeschriebenen Vorschläge weist die neuere Literatur über Kläranlagen noch eine ganze Reihe von Konstruktionsentwürfen²) auf, welche aus dem Streben hervorgegangen, die kleinen und kleinsten mechanischen und mechanisch-physikalischen Kräfteäußerungen in den Dienst der Klärtechnik zu stellen, sich von der für den praktischen Betrieb unumgänglichen Grundforderung nach Einfachheit und Übersichtlichkeit oft schon recht bedenklich entfernen und hiermit wohl auch dem Schicksale entgegengehen, ihr Dasein in Patentschriften zu beginnen und abzuschließen.

b) Klärbrunnen und Klärtürme.

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deren

daher

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von 0,5—1,0 mm pro der Suspensa eifolg, kleine Wassermengen ganz

Im Gegensätze zu den Flachbecken, die vom Abwasser in horizontaler Richtung durchflossen werden, ist die Wasserbewegung in den Klärbrunnen und Türmen eine vertikal aufsteigende und daher jener der absinkenden Schmutzteilchen gerade entgegengesetzt. Es könnten daher nur jene Teilchen Ausscheidung gelangen, deren Sinkgeschwindigkeit größer ist als die Steiggeschwindigkeit des Wasserstromes, wenn nicht durch jene Teilchen, Sinkgeschwindigkeit der Steiggeschwindigkeit gleich ist, und die sich in relativer Ruhe schwebend erhalten, ein sogenanntes „Schwebefilter“ gebildet würde, das, sich nach und nach verdichtend, auch feinen, durch die Strömung mitgerissenen Partikeln den Durchgang verwehren So erklärte es sich, daß selbst bei einer Durchflußgeschwindigkeit Sekunde noch eine ziemlich weitgehende Ausscheidung Die Brunnen und Türme erfordern somit auch für

bedeutende Querschnitte.

des Grimmschen Flachbeckens findet sich im An-Dr. A. Lübbert, Zur Theorie der Sedimentierung

1)    Eine Plandarstellung

„Tdie GTimmsche^chbecken-Kläranlage. Gesundheitsingenieur, XXXII. Jahrg, Nr 5 Einzelne hier nicht näher berührte Bedenken gegen die Funkhon der Anlage ebenda, Nr. 22, im Aufsatze von Dipl.-Ing. Mierisch, Klärschlammgewinnung . f Wa«pr und die Grimmsche Flachbeckenanlage.

2)    Dr -Ing Rudolf Schmeitzner, Grundzüge der mechanischen Abwasser-

klärung    KlTruktiontr Ä

bocken* ein" Überblick über 30 Jahre Abwasserreinigung. Gesundheitsingenieur XXXV,’ 1912, Nr. 27.

Klärbrunnen werden zumeist mit einem oberen, zylindrischen und einem unteren, konischen Teile angelegt, welch letzterer sich zu einem Schlammtrichter mit Schlammableitungsrohr verengt. Die Wasserzuleitung erfolgt durch ein oder mehrere Abfallrohre kurz über dem Schlammfange.

Besondere Konstruktionsregeln fehlen derzeit noch gänzlich, doch scheint nach diesbezüglich an Schlämmapparaten angestellten eigenen Beobachtungen namentlich der konische Teil, in dem sich mit zunehmender Höhe eine Verminderung der Durchflußgeschwindigkeit einstellt, die Ausbildung eines wirksamen Schwebefilters, das bei jeder Änderung der Durchflußmenge sowie des Durchgangswiderstandes seine Lage wechselt, äußerst günstig. Demgemäß dürfte es rationell sein, den konischen Teil nicht zu steil und möglichst lang anzulegen. Um den auf der gleichfalls konischen Brunnensohle abgelagerten Schlamm nach dem eigentlichen Schlammtrichter zu befördern, müssen besondere Schlammabstreicher angelegt werden, die am zweckmäßigsten durch maschinellen Antrieb dauernd in äußerst langsamer Rotation erhalten werden.

Durch Bedeckung eines Klärbrunnens mit einer gasometerartig übergestülpten zylindrischen, oben kalottenförmig abgeschlossenen Glocke aus Eisenblech mit innerer Aussteifung durch Träger oder Winkelringe entstehen die Klärtürme.

Die Wasserzuleitung erfolgt aus einem die Glocke ringförmig umziehenden Zuleitungskanal, aus dem Abfallrohre bis über den Schlammtrichter hinabführen. Die Wasserentnahme findet unterhalb der Kalotte statt. Das Ableitungsrohr muss in einem Ablaufbecken unter Wasserspiegel münden und letzterer dauernd etwa 10—25 cm unter jenen des Zulaufgerinnes erhalten werden, um den ganzen Apparat als Heber weiter wirken zu lassen, nachdem derselbe durch Evakuierung der Glocke mit Hilfe einer von der Kalotte abzweigenden Luftsaugleitung in Betrieb gesetzt wurde.

Die Konstruktionshöhe der Glocke ist somit durch die Höhe der atmosphärischen Pressung begrenzt, doch empfiehlt es sich, dieselbe weit niedriger zu halten, da ein zu hohes Vakuum den Gasaustritt aus dem Abwasser begünstigt und dessen wiederholte Herstellung während des Betriebes erforderlich macht. Übrigens scheint nach den früher mitgeteilten Beobachtungen eine bedeutende Verlängerung des zylindrischen Teiles die Wirkung des Apparates ohnehin nicht wesentlich zu unterstützen und lediglich dazu beizutragen, bei kleinen Zuflußschwankungen eine begrenzte Lagenänderung des Schwebefilters zu gestatten. Klärtürme wurden namentlich zur Durchführung des noch zu besprechenden Degenerschen Kohlebreiverfahrens von der Finna Röckner-Rothe, Berlin (jetzt Rothe & Co.), mit Durchmessern bis zu 11 m errichtet (Fig. 284).

Auch die Klärtürme sind mit von außen angetriebenen, langsam rotierenden Abstreichflügeln versehen, welche den im konischen Unterbau zur Ablagerung gelangenden Schlamm gegen den Schlammsumpf befördern, von wo aus derselbe durch Schlammsteigrohre unter dem Überdruck des Wassers abgeleitet wird.

Einen vollständig über Terrain angeordneten Klärturm repräsentiert der in Fig. 285 dargestellte Klärkessel, Patent Merten, dessen Ausführung in

eienflhfier t'F Ferru m “ Berlin-Kattowitz liegt. Den Rotheschen Tür schlossen^ die WasTe“ “ Sch“iedeeisen ^-gestellte Klärkessel allseitig ge-

Zirkulation erfolgt auch wieder nach dem Heberprinzip, doch ist hier die Verwendung einer Luftpumpe zur Inbetriebsetzung bezw. zeitweiligen Wiederherstellung des Vakuums nicht erforderlich, da der Kessel bei geschlossenem Zu- und Ablauf

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durch eine Speiseleitung mit Wasserleitungswasser aufgefüllt werden kann, wobei das am Turmhelme angesammelte Gas durch die hoch abgehende, mit Schieber versehene Gasleitung abgeführt wird. Diese Gasableitung dient außerdem

Fig. 284. Klärturm nach Röckner-Rothe.

Abfuhr

der sich an der

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Wasserspiegelfläche absondernden Schwimmstoffe und des Fettes. Die Schlammableitung erfolgt während des Betriebes kontinuierlich und automatisch nach einem geräumigen Schlammschacht.

Als besondere Durchführungs-

art der mechanischen Klärung sei noch das Verfahren von Kremer genannt, dessen Ausfüh-der Gesellschaft für Ab-

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rung von wasserklärung, Berlin-Schöneberg, übernommen wurde. Dieses Verfahren wendet das der Konstruktion Fettfängern zugrundeliegende

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Arbeitsprinzip auf die durchgreifende Klärung von Kanalabflüssen nd bewirkt eine getrennte Aus-

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Scheidung von fettreichen Schwimmstoffen und fettarmen Sinkstoffen.

wird zunächst durch

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eine sogen. „Kremerzelle“ hindurch-p-eleitet welche durch eine Reihe

g Leitwänden gebildet und die in den oberen Teil eines Beckens oder eingebaut sind, und den Abwasserstrom zu mehrfachen Ricbtungs-

Fig. 285. Klärkessel nach Merten.

von Brunnens

änderungen zwingt. Zwei typische Anordnungsweisen dieser in Holz oder Eisenbeton ausgeführten Einbauten sind in Fig. 286 schematisch dargestellt.

Die Zuleitung des Rohwassers erfolgt durch die Mittelrinne, die Ableitung des geklärten Wassers durch die Seitenrinnen. Der Wasserweg läßt sich an der Hand der eingezeichneten Pfeile leicht verfolgen. Die an den Umkehrstellen der Strömungsrichtung auftretenden Wasserwirbel scheinen den Fettabscheidungsprozeß nicht unwesentlich zu unterstützen, sei es, daß hierbei die an den Sinkstoffen haftenden Fettteilchen abgetrennt werden oder kleinere Fetttröpfchen und Fettklümpchen sich hier zu größeren Aggregaten zusammenlagern und einen stärkeren Auftrieb erlangen. In dem unterhalb der Kremerzelle gelegenen Teile des Beckens oder Brunnens vollzieht sich ein normaler Sedimentationsprozeß. Über die in den einzelnen Teilen des

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Fig. 286. Anordnung der Leitwände in den „Kremer“-Zel]en.

Apparates auftretenden Durchflußgeschwindigkeiten wurden von Bahse¹) eingehende Untersuchungen angestellt. Betreffs der Fettabscheidung und Klärwirkung liegen gutachtliche Äußerungen der kgl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwasserbeseitigung vor.²)

Nach Vogelsang wurden in einem auf der Pumpstation Charlottenburg I vorgenommenen Klärversuche mit Hilfe eines Kremerapparates von

2,91 m Länge, 4,0 m Breite und 2,43 m Tiefe bei einer Belastung mit 2,1 Sekundenliter = 7,6 m³ pro Stunde aus 1 m³ Wasser rund 4 g Fett abgeschieden. Der Wassergehalt der unter der Haube angesammelten Fettschicht betrug im Mittel 80 °/₀, der Fettgehalt selbst im Mittel etwa 12°/o> während der Rest von 8°/o auf andere leichte Schwimmstoffe (Papierfasern, Korke, vegetabilische

b Stadtbaurat a. D. Bahse-Dresden, Über Abwasserklärung, insbesondere das Krem ersehe Klärverfahren. Techn. Gemeindeblatt, XI. Jahrg., 1908/09, Nr. 11.

²) Dr. C. Zahn und Bauinspektor K. Reichle, Untersuchungen über die Wirkungsweise des Krem ersehen Apparates. Mitteilungen, Heft 10, 1908. — Dr. J. Vogelsang, Versuche mit dem Kremer-Apparat etc. Mitteilungen, Heft 12, 1909.

wasser ausgeschieden Uer^Schj WUrden. etwa ³’¹² ¹ Schlamm pro 1 m' Ab-Jahreszeit Len WassergehaU von ₈6"91 ? ^ f”'^rungsdauer und Sehalt des nicht entwässerten Schl ® t M‘“el 89°/o auf' Der Fettwird als befriedigend bezeichnet led 'Vii etrug etwa ¹ %■ Der Klärerfolg Kremet eine rasche AbscheiH    , f «“^glicht der Klärapparat nach

klärte Wasser den Aooarat “ g fVfä^sfähigen Stoffe, so daß das gebleibt hierbei daß der ans . “"gefaulten Zustande verläßt. Voraussetzung

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Mg. 287. Kläranlage mit Kremerzelle und Schlammsammelbrunnen.

Bei Kremerzellen über größeren Becken mit rechteckigem Grundriß geschieht dies durch Abstreichvorrichtungen, durch welche der abgeschiedene Schlamm nach einem durch eine Klappe abschließbaren Schlammbrunnen befördert wird (Fig. 287). In dieser Figur bedeuten die beigesetzten Buchstaben KZ die Kremerzelle, A den an einem auf Schienen laufenden Wagen aufgehängten Abstreicher, K die gegen den Absitzraum öffnende Verschlußklappe, B den Schlammsammelbrunnen, T den Schlammtrockenplatz.

eines

Immerhin wird wohl damit zu rechnen sein, die Anlage zeitweilig trocken leo-en zu müssen, um die an den Wandflächen haftenden fäulnisfähigen Stoffe

Fig. 288 zeigt die Anordnung einer Kremerzelle in Verbindung mit einem Schlammsammelzylinder nach Kusch, aus dem der Schlamm mit Hilfe Steigrohres durch den Wasserüberdruck abgepreßt werden kann.

Die Kosten für Kremeranlagen für Frischschlammgewinnung werden seitens der ausführenden Firma bei günstigen Bauverhältnissen zu rund 1,2—2,0 M. = 1,5—2,5 K pro Kopf der angeschlossenen Bevölkerung angegeben. Bei Anlagen mit Faulraum ist mit einem Aufwande von 1,8—3,0 M. = 2,2—3,6 K pro Kopf zu rechnen. Die Wartung erfordert bei kleinen Anlagen nur etwa eine Arbeitsstunde pro Tag und Zelle, so daß auch noch verhältnismäßig große

gründlich zu entfernen. Die Kremerzelle wird auch in Verbindung mit Schlammfaulbrunnen verwendet (vergl. hierzu S. 725 und Fig. 302).

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Anlagen von einem Mann vollkommen bedient werden können.

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3. Chemisch-mechanische Klärverfahren.

Den chemisch - mechanischen Klärverfahren

schwebte als Ziel vor, durch Zusatz von Fällungsmitteln in den Abwässern gelöste Stoffe zur Ausscheidung zu bringen und durch Bildung voluminöser, spezifisch schwerer und daher rasch zu Boden

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vom Degenerschen Kohlebreiver-keines die Erwartungen voll

sinkender Niederschläge die rein mechanische Ausscheidung der feinen Schwebestoffe zu befördern. Die anfangs an diese Methoden geknüpften Hoff nungen, welche sich nicht bloß auf den erzielbaren Reinigungseffekt, sondern auch auf die Gewinnung eines landwirtschaftlich hochwertigen Klärschlammes bezogen, haben sich jedoch als unberechtigt gezeigt. Von den zahlreichen bekannt gewordenen Verfahren vermochte

fahren abgesehen zu befriedigen.

Fig. 288. Kremerzelle mit Schlamm sammelzylinder nach Kusch.

Hierbei ist zu beachten, daß angesichts der großen zu behandelnden Abwässermengen als Zuschläge nur wohlfeile Substanzen Verwendung finden können, daß bei der komplizierten Zusammensetzung, namentlich der städtischen Abwässer, eine einzige Substanz die gewünschten Umsetzungen allein nicht hervorzubringen vermag, die gleichzeitige Verwendung verschiedener Fällungsmittel aber oftmals zu einer Schwächung oder Aufhebung der Einzelwirkung führt, daß endlich die starke Verdünnung den zeitlichen Verlauf sowie das Endergebnis der Reaktion ungünstig beeinflußt, und daher Umsetzungen, die unter Versuchsbedingungen vollkommenes zu leisten vermögen, im Großbetrieb vollständig versagen. Dies sowie die Schwierigkeiten bei Verwertung der massenhaften Schlammrückstände bedingen, daß die chemisch-mechanischen Klärmethoden mehr und mehr an Bedeutung verlieren.

Als Klärmittel finden hauptsächlich Ätzkalk und die schwefelsauren Salze des Eisens, des Aluminiums und Magnesiums als Grundsubstanzen einzeln oder in Kombination mit meist fast völlig wirkungslosen Zuschlägen Verwendung.

den AWjkalk ^beZW' Kalkmilch), in Mengen von 100—500 mg pro 1 m3 in fa 1 .aSSernZUf^Setztundmnig ve™ischt, führt durch Verbindung mit der in fäulmsfahigen Abwässern stets reichlich vorhandenen Kohlensäure sowie m Ammoniumkarbonat zur Bildung von schwer löslichem Kalziumkarbonat, das einen grobflockigen, leicht abscheidbaren Niederschlag liefert. tt-    besonderer Nachteil des Kalkzusatzes liegt in der Lösung von

Eiweißstoffen, sowie in der Austreibung von Ammoniak, wodurch Geruchsbelästigungen entstehen.

daher,

an Kalziumoxydhydrat aufweist, auch keinei lei b äulniserscheinungen auftreten. Die so behandelten Abwässer erscheinen daher beim Verlassen der Klärbecken vollkommen klar, farblos und geruchlos. Diese Eigenschaft ist aber keine bleibende; sobald das überschüssige Kalziumoxydhydrat durch weitere Kohlensäureaufnahme in das Karbonat übergeführt ist, erscheint auch seine sterilisierende Wirkung wieder aufgehoben und stellen sich mit der in der freien Natur unausbleiblichen Neuinfektion auch rasch wieder Fäulnisvorgänge ein. Der Kalkzusatz hat also kaum mehr geleistet als eine rein mechanische Sedimentation, wohl aber die Schlammmengen sowie die Klärkosten erheblich erhöht.

Wenngleich ein Kalkmilchzusatz in der für Abwässerklärung üblichen Menge keine vollkommene Sterilisierung herbeiführen kann, so wirkt derselbe auf die in den Abwässern enthaltenen Bakterien doch zumindest entwicklungshemmend, in dem mit Kalkzusatz geklärten Abwasser können solange dasselbe einen Überschuß

Der Zusatz von Eisenchlorid, Eisen- oder Aluminiumsulfat führt mit dem in den Abwässern enthaltenen Alkali- bezw. Ammoniumkarbonat zu analogen Niederschlagsbildungen. Die Tonerdesalze üben zwar außerdem auch eine fällende Wirkung auf gelöste Eiweißstoffe, im großen ganzen leisten aber auch diese Zuschläge nicht wesentlich mehr als der billigere Ätzkalk.

Bezüglich der technischen Durchführung unterscheiden sich die chemisch-mechanischen Klärmethoden von der rein mechanischen Sedimentation lediglich durch die Vorrichtungen für die Zumischung des Klärmittels. Dieselbe erfolgt zumeist in Mischgerinnen, d. s. mit starkem Gefälle und besonderen Abflußerschwernissen versehene Gerinne, in denen das vorher in Rührwerken gelöste Fällmittel in den Abwasserstrom eingeleitet und mit diesem innig vermischt wird. Die Regelung des Chemikalienzusatzes erfolgt entweder von Hand oder mit Hilfe automatisch arbeitender Vorrichtungen, in letzterem Falle zumeist in einer dem jeweiligen Abwasserzufluß proportionalen Menge. Angesichts des fortwährenden Konzentrationswechsels ist hierbei die Zugabe eines Überschusses an Klärmittel meist unvermeidlich.

von

welche früher mit Chemikalienzusatz arbeitete, ist auf den rein

Wie bemerkt, haben die chemisch-mechanischen Methoden als selbständige Reinigungsverfahren für städtische und ähnlich zusammengesetzte Industrieabwässer ihre Bedeutung fast vollkommen eingebüßt. Eine große Zahl Kläranlagen,

mechanischen Sedimentierbetrieb zurückgekommen und erzielt bei rationeller Handhabung desselben kaum ungünstigere Reinigungseffekte, als durch die weit kostspieligeren chemischen Methoden.

Um ein konkretes Beispiel aufzuführen, seien im nachstehenden einige Daten über die Betriebsverhältnisse der Kläranlage der Stadt Leipzig angeführt. Nach dem Verwaltungsberichte des Tiefbauamtes für das Jahr 1911 gelangten im Berichtsjahre die Abwässer von 596 000 Einwohnern der Stadt und 30 000 Einwohnern von Vororten, zusammen rund 31 Millionen m³ zur Behandlung. Der Tageszufluß schwankt zwischen 46000 m³ und 119 000 m³. Im Mittel entfallen 144 1 Abwasser pro Einwohner und Tag. Als Klärmittel

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Fig. 289. Vakuumkesselanlage auf der Kläranlage von Leipzig.

dient eine Lösung von Eisenoxyd in Eisensulfat, von der im Jahre 1911 8800 Tonnen mit einem Gehalte von 1630 Tonnen = 18,5 °/₀ Eisenoxyd verbraucht wurden. Dementsprechend entfällt pro 1 m³ Abwasser ein Zusatz von rund 53 g Eisenoxyd. Der Schlammanfall betrug 146 000 m³ im frischen, wasserhaltigen Zustande, entsprechend 4,74 1 pro 1 m³ Abwasser bezw. 236 1 pro Kopf und Jahr = 0,68 1 pro Kopf und Tag. Die Klärkosten erfordern (einschließlich der Verzinsung und Tilgung des Anlagekapitales von ca. 474 000 K) pro 1 m³ Abwasser 1,79 Pf. == 2,15 Heller, pro Kopf und Jahr 90,1 Pf. = 1,08 K.

Der anfallende Klärschlamm wird zum kleineren Teile in Erdbecken mit drainierender Sohle vorgetrocknet und an Landwirte verkauft (zusammen etwa 8500 m³ Trockenschlamm), zum größeren Teile aber nach einem an die Kläranlage anschließenden, von trockengelegten Altwasserarmen der Flüsse Elster und Luppe durchzogenen Gehölze gedrückt. Angesichts der dauernd geringen Nachfrage der Landwirte haben sich diese Schlammdepots bereits auf einen beängstigenden Umfang vergrößert (Fig. 290). Nachdem pro Fuhre Schlamm von den Landwirten nur 50 Pf. = 60 h vergütet werden, die Kosten der Verladung aber von der Kläranlage getragen werden müssen, erleidet dieselbe bei dem Schlammverkaufe sogar einen Verlust. Da der mit der

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Fig. 290. Schlammdepot der Kläranlage von Leipzig.

chemischen Behandlung erzielte Reinigungserfolg angesichts der raschen Zunahme der Abwassermenge kaum mehr genügt, fluter vor einer unzulässigen Verschmutzung zu bewahren, trägt sich die Stadtverwaltung schon seit längerer Zeit mit dem Plane, die chemisch-mechanische Klärung aufzugeben und zur biologischen Behandlung überzugehen. Diesbezüglich werden seit 1905 eingehende Vorversuche mit intermittierender Bodenfiltration, Tropf- und Füllkörpern vorgenommen.

um den wasserarmen Vor-

4 Unterbringung und Verwertung des bei mechanischer

mechanischer Klärung ausfallenden Schlammes.

bezw. chemisch-

Erfahren die Abwässer durch die mechanische Entfernung der ungelösten Stoffe mit ihrem hohen Gehalte an zersetzungsfähiger organischer Substanz eine unter günstigen Vorflutverhältnissen bereits ausreichende Reinigung, so Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.    44

erwächst durch das Verfahren noch die weitere Aufgabe, für die unschädliche Unterbringung des ausgeschiedenen Klärschlammes zu sorgen.

Hierbei verursacht der hohe Wassergehalt des Schlammes die größten Schwierigkeiten, indem derselbe nicht nur das Eintreten von Fäulniserscheinungen begünstigt, sondern auch das zu bewältigende Schlammvolumen auf ein Vielfaches vermehrt und so einen drückenden Ballast für die technische Weiterverwendung des Materials bildet.

Da der Schlamm zumeist mit einem Wassergehalte von über 90 °/₀ anfällt und erst bei etwa 60 °/₀ Wassergehalt stichfest wird, müssen demselben, wie nachstehende Zusammenstellung zeigt, zwecks Überführung in diesen Zustand ganz beträchtliche Wassermengen entzogen werden.

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Fig. 291. Schlammtrockenplatz mit drainierender Sohle. Kläranlage Leipzig.

Bei einem Wassergehalt

des Schlammes in Prozent 40    45    50    55    60    65    70    75    80    85    90    95

entfällt 1 Teil Trockensubstanz auf Teile Schlamm 1,66 1,81 2,00 2,22 2,50 2,85 3,33 4,00 5,00 6,66 10,00 20,00.

Dazu kommt, daß der frische, ungefaulte Schlamm, besonders bei hohem Gehalte an Feinschlamm und Fett, sein Wasser nur schwer abgibt. Soll die Trocknung an der freien Luft erfolgen, so wird der Schlamm zumeist in besondere Becken geleitet, deren Sohle durch ein mit offenen Fugen auf einer drainierend wirkenden Kiesschicht verlegtes Ziegelpflaster befestigt wird (Fig. 291). Der Schlamm darf dann aber nur in einer wenige Dezimeter starken Schicht eingebracht werden und bedarf, je nach den Witterungs-

Verfügung, so bietet die künstliche Wasserentziehung durch Pressen oder Zentrifugieren des Rohschlammes ein allerdings zumeist ziemlich kostspieliges Auskunftsmittel.

umständen, eines Zeitraumes von mehreren Wochen, um stichfest zu werden. Daher ist stets ein bedeutendes Areal an Schlammtrockenplätzen erforderlich. Steht hierfür nicht genügend Land

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von

zu-

In den früher zumeist verwendeten Kammer- oder Rahmenpressen kann der Rohschlamm unter einem Druck von 6—8 Atmosphären im Verlaufe 15—60 Minuten auf einen Wassergehalt von 50—65 % gebracht werden, wodurch sich eine ganz beträchtliche Volumsverminderung ergibt (z. B. bei dem Übergang von 95% auf 65% Wassergehalt auf % des Anfangsvolumens). Vielfach wurde es notwendig, dem Rohschlamm 5—50 kg Kalk pro 1 m zusetzen, um ihn preßfähig zu machen. Die Kosten des Verfahrens werden zu 2,5—7,5 K pro 1000 kg Preßgut angegeben. Jedenfalls ist die Manipulation mit den Pressen, welche die Arbeiter in unmittelbare Berührung mit dem Schlammmaterial bringt, hygienisch äußerst bedenklich.

Die früher unter Verwendung gewöhnlicher Zentrifugen durcbgeführte Schlammentwässerung hat neuerlich durch Konstruktion eines den speziellen Bedürfnissen angepaßten Schlammschleuderapparates von Stadtbaumeister Schäfer-Frankfurt und Direktor Dr. ter Meer der Hannoverschen Maschinenbau-Aktiengesellschaft in Hannover-Linden eine wesentliche Vervollkommnung erfahren, welche insbesondere auch den hygienischen Anforderungen des Betriebes bestens entspricht.

Die Vorrichtung ermöglicht einen kontinuierlichen Betrieb, der sich in zwei alternierenden Phasen abspielt. Der während der ersten Periode in die rotierende Trommel eingeleitete Rohschlamm wird unter der Wirkung der Zentrifugalkraft in die nach außen drängenden Schmutzstoffe und ein zumeist ziemlich fettreiches Ablaufwasser getrennt, das nach der Kläranlage zurückgeleitet oder einer separaten Nachbehandlung unterworfen werden muß. Hat sich ein bestimmtes Quantum von ausgeschleudertem Schlamm in der Trommel angehäuft, so wird der weitere Schlammzufluß durch einen sich automatisch schließenden Ringschieber unterbrochen, während sich ein die äußere Trommelwand bildender Ringschieber öffnet und ein Abschleudern des entwässerten Schlammes ermöglicht. Der Schiebermechanismus ist zwar ziemlich unempfindlich, sollte aber doch durch an passender Stelle eingeschaltete Rechen von höchstens 1 cm Stabentfernung vor dem Zutritt gröberer Sperrstoffe geschützt werden.

Die im nachstehenden angeführten Zahlen wurden seitens der königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwässerbeseitigung in Berlin in der Kläranlage der Stadt Harburg offiziell festgestellt.¹)

Die Dauer einer Schleuderungsperiode (Füllung und Entleerung) beträgt je nach der Beschaffenheit des Rohschlammes und des verlangten Entwässerungsgrades 2,5—3,5 Minuten. Pro Stunde können 1,6—8,0 m³ Rohschlamm verarbeitet werden. Der Wassergehalt des Schleudergutes beträgt

i) Bauinspektor K. Reichle und Dr. H. Thiesing, Versuche mit dem

-Schlammschleuderapparat Schäfer-ter Me er etc. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt, Heft 10 (1908).

60—75 °/₀. Dasselbe trocknet bei Lagerung unter Luftzutritt rasch nach und erweist sich hierbei ziemlich fäulnisbeständig. Der Effekt der Schleuderung, d. h. das Verhältnis der tatsächlichen Ausbeute zum Trockensubstanzgehalt des Rohschlammes, betrug in den Versuchen durchschnittlich 60°/₀ und stellt sich für die mineralischen Bestandteile etwas günstiger (ca. 66 %) als für die organischen (ca. 50 °/₀).

Der Kraftbedarf der Schleuderapparate, und zwar für zwei gemeinsam angetriebene Trommeln einschließlich der zugehörigen Nebenapparate wie Schlammrührwerk, Ölpumpe, Transportanlagen für das Schleudergut, belief sich in den Versuchen auf 18,5 Kw., ohne Nebenapparate auf 6,4 Kw. pro Trommel. Bei einer Vergütung von 7 Pf. = 8,4 h pro Kilowattstunde betrugen die Kosten der Betriebskraft durchschnittlich 0,28 M. •= 0,34 K pro 1 m³ Rohschlamm bezw. 1,68 M. = 2,0 K pro 1000 kg Ausbeute.

Bei günstigster Ausnutzung der Apparate ergibt sich unter Einrechnung von 10 ⁰/o für Verzinsung und Tilgung des Maschinenkapitales, sowie der persönlichen Betriebskosten bei obigem Strompreise ein Aufwand von 3,42 M, = 4,10 K pro 1000 kg Ausbeute.

Läßt sich Schlamm durch rasche mechanische Entwässerung in eine der Fäulnis schwerer zugängliche Form überführen, so bieten sich doch auch für dieses in beträchtlichen Mengen anfallende Material noch immer nicht die angemessenen Verwertungsmöglichkeiten.

Nach mehrjährigen Untersuchungen von Professor Hoenig über die Abwässer der Stadt Brünn ergibt sich auf gleichen Wassergehalt bezogen nachstehende Zusammensetzung von Klärschlamm einerseits und verrottetem Stalldünger andererseits:

Wasser Stickstoff

Phosphor

säure

°l o

°/o

Frischer Klärschlamm . 75 Verrotteter Stalldünger . 75

0,71

0,50

o co —S — co W ° o o

Asche

Organ.

Substanz

°/o

0/

Io

10,35    14,56

4,76    20,24

Trotz dieses hohen Gehaltes an einzelnen wertvollen Pflanzennährstoffen verwertet die Landwirtschaft den Klärschlamm nicht gerne, denn der Stickstoff findet sich dem Stalldünger gegenüber in weit schwerer assimilierbarer Form und der geringere Gehalt an organischer Substanz trägt zur Humusbildung und der damit verknüpften Verbesserung der physikalischen Verhältnisse des Bodens weniger bei, da die gleichzeitige Zufuhr von chemisch indifferenten, die Bodenstruktur hingegen ungünstig beeinflussenden Substanzen, wie z. B. die fein verteilten Zellulosefasern und Fettstoffe, mit in Kauf genommen werden muß.

Der in Frankfurt a. M. gewonnene und früher unter dem Namen „Frankfurter Poudrette“ in den Handel gebrachte Klärschlamm enthält in der Trockensubstanz 2,3 °/₀ Stickstoff, 1,5% Phosphorsäure und 0,17 % Kali. Die von Prof. P. Wagner mit diesem Rückstände vorgenommenen Düngungsversuche ergaben, daß dasselbe im ersten Versuchsjahre wirkungslos blieb und im zweiten Jahre nur eine geringe Nachwirkung äußerte, und zwar verhielt sich dieselbe zur äquivalenten Menge von Salpeterstickstoff bezw. Ammoniakstickstoff wie 100:96:9. Natürlich getrocknet (mit 50—60 °/0 Wasser) wurde dieser Klärschlamm zu einem Preise von 85 h pro einspännige Fuhre loko Kläranstalt abgegeben, fand aber bald nur noch wenige Abnehmer. Auch nach künstlicher Trocknung und Vermahlung in Säcken zu 100 kg, zum Preise von 1,45 K angeboten, erzielte derselbe nur geringen Absatz.

Zu ähnlichen Resultaten führten die von Prof. Dr. Backhaus¹) mit dem Schlick aus den auf den Berliner Rieselfeldern an den Druckrohraus-mündungen angelegten Absitzbecken angestellten Düngungsversuche, welche nicht nur die schwere Zugänglichkeit der Pflanzennährstoffe, sondern insbesondere auch die ungünstige Rückwirkung auf die physikalischen Bodeneigenschaften klar erkennen lassen. Dieselbe äußerte sich namentlich bei inniger Durchmischung des Schlickes mit dem Erdreich, während eine tiefe Unterbringung sich als weniger schädigend erwies. Das gleiche Ergebnis hatten die von Backhaus mit der Asche von Schlammbriketts ausgeführten Versuche. Nach alledem ist die Möglichkeit einer rationellen Verwertung der Schlammrückstände zu Düngungszwecken wohl nur auf Grund besonderer Vorbehandlung durch Kompostierung und dergl. zu erwarten.

In anderer Richtung bewegen sich die von Professor Hoenig-Brünn auf Grund langjähriger Studien an den Brünner Kanal wässern erstatteten Verwertungsvorschläge. ²)

Hoenig will den Klärschlamm in besonders konstruierten Trommelfiltern im partiellen Vakuum rasch entwässern, unter geringem Brennstoffaufwand trocknen und der Entgasung in Retorten und Kammeröfen unterziehen. Durch diese Behandlung wäre speziell für den Brünner Klärschlamm aus einem Quantum von 100 kg Klärschlamm mit 85 °/₀ Trockensubstanz die Produktion von 23 m³ vollständig gereinigten Gases, dessen Heizwert dem des gewöhnlichen Steinkohlengases gleichkommt, sowie die Gewinnung von 0,75 kg Ammoniak und 50—60 °/₀ Koks möglich.

Auch die industrielle Verwertung des Klärschlammes hat bisher wenigstens im Großbetriebe noch keine Dauererfolge aufzuweisen vermocht.

von der Maschinenfabrik

&Die Extraktion von Fett, welche in der Kasseler Kläranlage³) nach einem von Dr. Degen er ausgearbeiteten Verfahren — Zusatz von Schwefelsäure, Erhitzen des Gemisches auf 100 °C., Abpressen der erhitzten Masse in Filterpressen, Extraktion der zerkleinerten Preßkuchen mit Benzol, Rückgewinnung des Extraktionsmittels und Destillation des Fettes —

und der

Beck & Henkel mehrere Jahre hindurch betrieben wurde, mußte im Jahre 1906 wiederum eingestellt werden, obzwar der Kasseler Klärschlamm sich besonders reich an extrahierbarem Fett erwies (8—25 °/₀ der Trockensubstanz) Rückstand als Düngerpulver in Handel gebracht wurde. Andere

Prof. Dr. Backhaus, Landwirtschaftliche Versuche auf den'Rieselgütern der Berlin 1905. Verlag von Paul Parey.

Über die Gewinnung und Verwertung von städtischem

Stadt Berlin im Jahre 1904.

²) Professor M. Hoenig,

³) Höpfner

der Schmutzwasserreinigungsanlage Prüfungsanstalt, Heft 1.

Klärschlamm.    der Rückstände aus

der Stadt Kassel. Mitteilungen der kömgl.

Fettgewinnungsverfahren, wie z. B die Verarbeitung der Schwimmschicht der Krem ersehen Apparate durch Extraktion mit Tetrachlorkohlenstoff, sowie das Verfahren von Dr. Große-Bohle, bestehend aus der Erwärmung des zentrifugierten Klärschlammes auf 50⁰ C. und Verwendung der ausgetriebenen fettreichen Schaumschicht zur Fettextraktion, scheinen noch nicht über das Versuchsstadium hinausgekommen zu sein.

In Frankfurt haben Bechhold und Voß¹) eingehende Versuche über Fettgewinnung aus Klärschlamm durchgeführt. Dieselben beziehen sich auf eine Extraktion des nassen Klärschlammes mit Benzin nach vorhergehender Ansäuerung und Erwärmung auf 60—70 °C.

In größtem Stile wurde in letzter Zeit die Rückgewinnung von Fett aus Abwasserschlamm in den englischen Städten Bradford und Oldham eingeleitet. Allerdings handelt es sich hier um außerordentlich fettreiche Rückstände zufolge der Einleitung der Abwässer von Wollwäschereien in die städtischen Kanäle. In Bradford erreicht der Fettgehalt des Schlammes bis 23,6 °/₀. Die Schlammausscheidung in den Absitzbecken wird durch Alaunzusatz befördert, der gewonnene Schlamm nach einem von Garfield ausgearbeiteten Verfahren durch Wasserdampf erhitzt, mit Schwefelsäure versetzt und in Kammerpressen entwässert. Die auf diesem Wege flüssig gemachten Fettstoffe werden von der Preßflüssigkeit leicht abgeschieden und zum Preise von K 180 = 150 M. pro Tonne an Raffinerien zur weiteren Verarbeitung abgegeben. Die entfetteten Preßkuchen werden als Düngemittel nach Brasilien exportiert.

In Oldham wird das Fettgewinnungsverfahren nach Großmann betrieben, das sich von dem vorbeschriebenen dadurch unterscheidet, daß erst der durch Pressen auf 50—60 °/₀ Wassergehalt entwässerte Schlamm nach Versetzen mit Schwefelsäure durch übergeleiteten heißen Wasserdampf entfettet wird. Derlei Prozesse dürften aber doch immer nur bei besonders fettreichen

Schlammrückständen, deren anderweitige Verwendung besonderen Schwierigkeiten unterliegt, wirtschaftlich durchführbar sein.

Bei fettarmem Schlamm bleibt man hingegen auch derzeit noch zumeist auf Schlammvernichtung angewiesen. Auch hierfür kommt die Vergrabung des Schlammes in Anwendung. Die Stadt Birmingham (700000 Einwohner),²) welche ihre Abwässer von der Landberieselung bezw. künstlich biologischen Reinigung einer Vorklärung unterwirft und bei einer Tagesproduktion von rund 100 000 m³ Abwässer mit einem täglichen Schlammanfall von 450 m³ zu rechnen hat, besitzt auf ihren Rieselfeldern eigene, ausschließlich zur Schlammaufnahme bestimmte Abteilungen, welche ein Areal von ca. 100 ha, d. i. ungefähr 8 °/₀ des gesamten Riesellandes, umfassen. Diese Parzellen sind vom regelmäßigen Landwirtschaftsbetriebe ausgenommen und erhalten je 30 ha in dreijährigem Turnus den gesamten Schlamm zugeführt. Hierzu dient eine eigene fixe Hauptschlammleitung, an die nach Bedarf fliegende Leitungen an-

Dr. Bechhold und Dr. Voß, Zur Fettgewinnung aus Abwässern. Zeitschrift für angewandte Chemie 1908, S. 1318.

a) G. A. Hart, Recent Experience in Sewage and Sludge Disposal at Saltiey etc. The Surveyor, Vol. XXVI, 1904.

gekuppelt werden. Auf den Feldern selbst werden ca. 1 m breite und x/₂ m tiefe Furchen in Abständen von etwa 1 m ausgehoben, der flüssige Schlamm in dieselben eingeleitet und, um Geruchsbelästigungen zu vermeiden, sofort mit einer wenige Zentimeter starken Erdschicht bedeckt (Fig. 292). Erst nach Verlauf von etwa 2 Wochen werden die Furchen ganz zugeschüttet. Diese Art der Schlammbeseitigung erfordert einen Kostenaufwand von etwa 40 h pro 1 m³. Ein anderes Verfahren der Schlammvernichtung besteht in seiner gemeinschaftlichen Verbrennung mit Hausmüll in Destruktoren. Dasselbe wurde im Jahre 1909 in Frankfurt a. M. eingerichtet.¹) Auch hierbei muß der Schlamm zuerst durch Zentrifugieren entwässert werden, und hat sich

i;

Fig. 292. ScMammbeerdigung in Birmingham.

ein Gemenge von Zuschläge als brennbar erwiesen.

1 Teil Klärschlamm mit 2—4 Teilen Hausmüll ohne weitere

5 Das Degenersche Kohlebreiverfahren.

Im Gegensatz zu den übrigen chemisch-mechanischen Klärmethoden, auf die in den Abwässern gelösten Stoffe eine unzulänglich fällende und daher deren Übergang in stinkende Fäulnis nicht auflassen sich mit dem Kohlebreiverfahren Reinigungseffekte

welche Wirkung üben

zuhalten vermögen,    .

erzielen, welche auch die höchsten Anforderungen zu befriedigen vermögen. Läßt sich mit demselben doch eine Entfernung von über 90 °/o der Schwebe-sowie eine Herabsetzung der Oxydierbarkeit um etwa 70—90 % dem

Stoffe

i) Uhlfelder XXXI. Jahrg., 1906, Nr. 2. -

Bau einer Müllverbrennungsanstalt etc. etc. Gesundheit, Salomon, Abwässer-Lexikon, I. Ergänzungsband.

Rohwasser gegenüber erreichen. Auch die Keimzahl erfährt eine wesentliche Verminderung.

Als Klärmittel dient ein durch feinste Vermahlung unter Wasserzusatz gewonnener Braunkohlen- oder Torfbrei, der dem Abwasser in einem Mischgerinne zugesetzt wird. Die erforderliche Menge schwankt je nach der Eignung des Materials bezw. der Konzentration der Abwässer zwischen 1—2 kg Braunkohle oder 2,5—4 kg Torf pro 1 m³ Abwasser.

Wie alle humosen Substanzen wirken diese Zuschläge auf gelöste Stoffe stark absorbierend und bewirken hierdurch deren Entfernung aus der Lösung.

Die Wiederausscheidung der leichten Kohlepartikel aus dem Abwasser wird durch Zusatz von Aluminium- oder Eisensulfat (100—300 g pro m³) befördert und zumeist in Röckner-Rotheschen Türmen (Potsdam, Spandau, Tegel, Oberschöneweide bei Berlin) bewerkstelligt.

Der Menge der Zuschläge entsprechend ist der Anfall an wässerigem Schlamm bedeutend und beträgt bei 90—95 °/₀ Wassergehalt etwa 10—40 1 pro 1 m³ Abwasser, doch läßt sich der Wassergehalt in Filterpressen auf etwa 65 °/o sowie durch Nachtrocknen an der Luft auf 50 °/₀ herabsetzen. In dieser Form ist der Schlamm nicht weiter zersetzungsfähig und kann daher unbedenklich allenthalben abgelagert werden.

Ebenso eignet sich der Schlammrückstand zur direkten Verbrennung auf Plan- oder Treppenrosten ohne weitere Zuschläge, gestattet aber bei dieser Art der Verteuerung eine nur unvollkommene Ausnutzung seines kalorischen Wertes (5—6 kg Schlamm pro Pferdekraftstunde). Eine weitaus günstigere Ausnutzung wird durch Vergasung im Deutzer Braunkohlengenerator erzielt.

Die von Reichle und Dost¹) in der Kläranlage von Oberschöneweide im Dauerbetriebe vorgenommenen Versuche haben ergeben, daß der Heizwert der ausgefällten Schmutzstoffe 10—30°/o des Braunkohlezusatzes beträgt und durch Vergasung von 2,5 kg Klärschlamm mit 50 °/₀ Wassergehalt eine Pferdekraftstunde gewonnen werden kann. Das erblasene Gas ist ziemlich heizwertarm (ca. 800 WE.). Hiervon muß allerdings für den Betrieb der Anlage (Mahlgänge, Mischvorrichtungen, Filterpressen, Luftpumpe) ein Betrag von etwa 15 °/₀ in Abzug gebracht werden. Trotzdem bleibt ein ganz erheblicher, anderweitig verwertbarer Kraftüberschuß, und wenngleich der hieraus zu erzielende Erlös die Kosten der Abwässerklärung nicht voll deckt, so vermag derselbe doch eine nicht unerhebliche Reduktion (etwa 25 °/₀) dieser drückenden kommunalen Last herbeizuführen.

Das Kohlebreiverfahren gilt vielfach als überaus kostspielig, ein Vorwurf, den dasselbe im Hinblick auf seine hohe Leistungsfähigkeit, sowie die Möglichkeit, die Kläranlage in unmittelbarer Nähe des Ortsgebietes unterbringen zu können, ohne irgend welche Unzukömmlichkeiten befürchten zu müssen, selbst dann nicht verdient, wenn keine Schlammverwertung durch Vergasung stattfindet. In den oben genannten Orten schwanken die Anlage-

x) K. Reichle und Dr. K. Dost, Über Schlammverwertung durch Vergasung insbesondere beim Rothe-Degenerschen Kohlebreiverfahren. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt, Heft 8. — Schury und Bujard, Der Torfbreiklärversuch der Stadt Stuttgart etc. etc. Ebenda.

kosten zwischen 120—180 K pro Tageskubikmeter, die Klärkosten (inkl. Verzinsung und Amortisation, aber bei noch unvollständiger Ausnutzung des Heizwertes des Schlammes) pro 1 m³ zwischen 6—8 h, d. i. pro Kopf und Jahr etwa 1,80—2,20 K.

ganzen

Der Wasserzulauf und Ablauf erfolgt durch hölzerne Überschlag-

In einer etwas abweichenden Form wird das Kohlebreiverfahren in Köpenick bei Berlin betrieben. Diese Anlage umfaßt drei 1 m tiefe Klärteiche von je 185 m Länge und 56 m Breite in der horizontal angelegten Sohle, die ohne weitere Dichtung in ziemlich wasserdurchlässigem feinem weißen Sande im Aushub hergestellt sind. Jeder Teich faßt ca. 10000 m3 Abwasser, entsprechend dem zu erwartenden Maximalzufluß eines Tages.

rinnen, welche längs der Schmalseite der Teiche im Niveau des normalen Stauspiegels angebracht sind. Außerdem sind an der Ablaufseite Ablaßrohre in verschiedenen Höhen vorgesehen

Der Kohlebrei wird durch eine kleine Pumpe in das Druckrohr, welches das Abwasser aus der Stadt nach der Kläranlage leitet, eingepresst, kurz bevor dieses in das offene Mischgerinne ausmündet. Die Tonerdesulfatlösung wird dem Gemische erst nach Durchfließen des ersten Drittels des Mischgerinnes zugefügt. Letzteres hat eine Gesamtlänge von 66 m bei einem Gefälle von 1 : 150. Durch Zungen, welche abwechselnd rechts und links eingebaut sind, wird eine rasche innige Durchmischung herbeigeführt. Die Zumessung der Zuschläge erfolgt von Hand unter fortlaufender Kontrolle der in kleinen Schöpfproben auftretenden Flockenbildung des ausfallenden Aluminiumhydroxydes. Im Durchschnitt werden 1,5 kg Braunkohle und 0,25 kg Aluminiumsulfat verbraucht.

Dieser Klärbetrieb wird lediglich während der Tagesstunden geübt. Die Abwassermenge sinkt nämlich zufolge des Stillstandes der an der Abwasserlieferung meistbeteiligten Wäscherei- und Färbereibetriebe in den Nachtstunden so stark, daß die Zuflüsse in den Sümpfen der Pumpstation magaziniert werden können.

Die Klärteiche werden alternierend zum Sedimentationsbetriebe heran

Je ein Teich funktioniert während ca. 4 Wochen als Klärteich

gezogen.

für den Gesamtzufluß, während der zweite Teich als Schlammtrockenplatz dient, und der dritte Teich durch Ausfahren der Schlammrückstände mit Handkarren gereinigt wird. Die Durchflußgeschwindigkeit des Wassers beträgt ca. 2—4 mm/Sek. Zufolge der drainierenden Wirkung der Teichsohle wird der abgelagerte Schlamm rasch stichfest und erfährt nach der Ausräumung in Trockenschuppen auf Haufen gesetzt eine weitere Abtrocknung auf einen Wassergehalt von 60—70 °/₀.

Über die Funktion der einzelnen Teile der Anlage wurden seitens der königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwässerbeseitigung in Berlin eingehende Untersuchungen angestellt.¹)

In den Teichen gelangen 86—89 °/₀ des Gesamtgehaltes an ungelösten Bestandteilen der Abwässer zur Ausscheidung. Die gelösten und pseudo-

™l)Üir^W’eldert und K. Reichle, Untersuchungen über die Kohlebreikläranlage der Stadt Köpenick. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt, Heft 16, 1912.

gelösten Stoffe erfahren eine Reduktion um etwa 46 °/₀. Nachfaulen der Abflüsse tritt nicht ein. Immerhin könnte aber durch feinere Vermahlung der Braunkohle, als dies bis zum Zeitpunkte der Untersuchung üblich war, eine noch weit durchgreifendere Ausscheidung gelöster Stoffe bewirkt werden.

Die Schlammrückstände werden in Köpenick, mit Braunkohle gemischt, in dem neben der Kläranlage befindlichen städtischen Elektrizitätswerke als Feuerungsmaterial benützt. Der Heizwert des wasserfreien Materiales beträgt 4767 Wärmeeinheiten, für Schlamm mit 55,5 °/₀ Wasser 2123 WE., während die als Zuschlag verwendete Braunkohle wasserfrei etwa 4990 WE aufwmist. Die Schmutzstoffe tragen sonach zum Heizwert des Schlammes wesentlich bei. In den zitierten Versuchen für eine Kilowattstunde wurden 1,33 kg Braunkohle und 2,06 kg Klärschlamm verbraucht.

Unter Einrechnung von 5,2 °/'₀ für Verzinsung und Tilgung des ca. 200000 M. betragenden Anlagekapitales und der jährlichen Betriebskosten von rund 100000 M. betragen die Klärkosten für 1 m³ Abwasser (bei etwa 3 Millionen m³ Abwasser pro Jahr) rund 3,6 Pf. = 4,3 h, dürften aber nach Durchführung einzelner Betriebsverbesserungen, insbesondere durch maschinellen Schlammtransport, noch reduziert werden können.

II. Die biologischen Reinigungs-Methoden.

Die Wirkung der bisher besprochenen Methoden der Abwasserreinigung beschränkt sich auf eine mehr minder vollständige Ausscheidung ungelöster Schmutzstoffe, die dann immer noch einer durch die örtlichen Verhältnisse bedingten Verarbeitung bedürfen. Vom Kohlebreiverfahren abgesehen, finden hierbei die gelösten Stoffe eine kaum nennenswerte Veränderung. Daher können diese Klärmethoden auch nur unter besonders günstigen äußeren Bedingungen als abschließende Reinigungsverfahren gelten.

Demgegenüber gehen die biologischen Reinigungsmethoden darauf aus, neben der Ausscheidung der Suspensa und der zweckentsprechenden Umformung der in ihnen enthaltenen organischen Substanz auch die gelösten hochmolekularen organischen Komplexe auf eine der weiteren Zersetzung nur noch schwer zugängliche Verbindungsform abzubauen oder durch Oxydation in harmlose Mineralsubstanz überzuführen.

Die bei diesen Reinigungsverfahren wirksamen Kräfte sind mit der Lebenstätigkeit bestimmter Gruppen niederer Organismen aufs engste verknüpft und werden diese Methoden daher auch mit vollem Rechte als biologische bezeichnet.

Bei dem Umfange, den die Mikrobiologie in den letzten Jahrzehnten angenommen hat, erscheint es ganz ausgeschlossen, an dieser Stelle die Wirkungsweise der nach dem biologischen Prinzipe arbeitenden Reinigungsanlagen vom naturwissenschaftlichen Standpunkte aus zu behandeln. Hier können lediglich jene Momente hervorgehoben werden, deren Kenntnis für die bauliche Ausgestaltung und den Betrieb derartiger Anlagen von Wesenheit ist.¹)

9 Für ein eingehendes Studium der Biologie des Wassers sei neben dem bereits angeführten Werke von Mez noch insbesondere das Sammelwerk: Lafar, Handbuch der Technischen Mykologie, Jena 1907, Verlag von G. Fischer, genannt.

aus dem

Die biologische Umformung der im Wege der Sedimentation Abwasser ausscheidbaren ungelösten organischen Schmutzstoffe wird stets durch Faulprozesse bewerkstelligt (Faulverfahren). Dieses Verfahren wird vielfach auch auf die in Lösung befindlichen organischen Verbindung gedehnt. Eine derartige Vorbehandlung ist jedoch — wie die neuere Forschung in einwandfreier Form dargetan hat und kann, wenn zu

en aus-

ge-

nicht unbedingt erforderlich weit getrieben, den Erfolg der Nachbehandlung sogar beeinträchtigen. Dementsprechend wird die Vorbehandlung derzeit auch wieder mehr und mehr auf eine rein mechanische Klärung beschränkt. Während dann die ausgeschiedenen Suspensa dem Faulprozesse separat unterworfen werden, erfahren die von ihnen befreiten Abwässer eine auf biologischem Wege zustande kommende Oxydation in künstlich angelegten oder durch den gewachsenen Boden gebildeten „Oxydationskörpern“. Die Behandlung in künstlichen Oxydationskörpern erfolgt entweder nach dem Füllverfahren oder nach dem Tropfverfahren, während auf dem wachsenen Boden entweder intermittierende Filtration oder Riesel-

feldbetrieb, d. h. Abwasserreinigung in Verbindung mit geregeltem Landwirtschaftsbetrieb, vorgenommen werden kann.

i. Das Faulverfahren.

Es wurde bereits darauf hingewiesen, daß die Abwässer schon in den Kanälen einem Zersetzungsprozesse anheimfallen, der dann in den Klärbecken seine Fortsetzung findet und hier insbesondere durch Gasbildung eine unliebsame Störung des Sedimentationsvorganges bedingt. Da es zumeist die ungelösten organischen Substanzen sind, welche der Zersetzung zunächst anheimfallen, sucht man die Anhäufung von fäulnisfähigem Schlamm in den Kanälen durch zweckmäßige bauliche Durchführung und einen sorgfältigen Reinigungsbetrieb nach Tunlichkeit hintanzuhalten. Andererseits wird aber auch bei dem Sedimentationsbetrieb streng darauf geachtet, durch rechtzeitiges Ab

drücken des abgesonderten Klärschlammes und durch zeitweilige gründliche Beckenreinigung die Berührung des in Klärung begriffenen Abwassers mit älteren Ansammlungen von Faulschlamm möglichst auszuschalten.

wo

Erwartung,

organischen Schlammbestandteile aufzehren, sondern auch einen Abbau der in Lösung befindlichen organischen Komplexe einleiten und diese für eine weitere biologische Behandlung aufschließen würden.

Im Gegensätze zu dieser Betriebsweise, welche überall geboten erscheint, die Zurückhaltung der ungelösten Schmutzstoffe allein schon den Vorfluter vor mißständiger Verunreinigung zu bewahren vermag, versuchte Donald Cameron in Exeter-England um die Mitte des letzten Dezenniums des XIX. Jahrhunderts die Fäulnistendenz mit allen zu Gebote stehenden Mitteln systematisch zu begünstigen. Cameron knüpfte an diese Betriebsweise die daß die Fäulnisvorgänge nicht allein den größten Teil der

teilungen aus beseitigung zu handelt.

Eine Reihe von Spezialfragen finden sich in den schon wiederholt zitierten Mit-der königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwasser-Berlin (bisher Heft I—XVI erschienen), Verlag A. Hirschwald, be-

Glaubte man auf Grund der anfänglichen Erfolge des Verfahrens, die endgültige Lösung der für alle Sedimentationsanlagen so bedrohlichen Schlammplage gefunden zu haben, so erwiesen sich die bezüglich der Schlammverzehrung gehegten Erwartungen doch als zu weit gehend. Andererseits darf aber die wirtschaftliche Bedeutung eines sachgemäß durchgeführten Faulbetriebes auch nicht unterschätzt werden. Hat doch die Zwischenzeit zur Klärung der Anschauungen über die hier in Betracht kommenden Prozesse ganz wesentlich beigetragen und die theoretischen Grundlagen zur Konstruktion rationell arbeitender Faulräume vermittelt.

Anfänglich wurden die in den Abwässern in ungelöster und gelöste Form enthaltenen organischen Substanzen dem Faulprozesse gemeinsam unterworfen. Hierbei hat sich vielfach ergeben, daß eine im Hinblick auf Beschaffenheit und Menge der schließlich doch immer noch übrig bleibenden Schlammrückstände entschieden günstige Ausfaulung die ursprünglich in Lösung vorhandene oder während des Prozesses in Lösung übergeführte organische Substanz bereits ungünstig verändern kann. Dürfen doch stark angefaulte Abwässer nur in vereinzelten Fällen in die Vorfluter direkt abgeleitet werden, ohne hier Mißstände hervorzubringen. Andererseits kann aber auch eine Nachbehandlung der P'aulbeckenabflüsse auf dem Wege des Oxydationsverfahrens durch allzuweit getriebene Vorfaulung erschwert oder selbst ganz undurchführbar gemacht werden.

Diese Erkenntnis hat dazu geführt, Anlagen zu schaffen, in denen lediglich ein durch Sedimentierbetrieb gewonnener Klärschlamm der Faulung unterworfen wird, während die geklärten Abflüsse in einem bezüglich der gelösten Stoffe nur wenig veränderten Zustande entweder direkt in den Vorfluter eingeleitet oder der Nachbehandlung unterworfen werden.

Dementsprechend lassen sich die derzeit üblichen Durchführungsweisen in zwei Hauptgruppen teilen, nämlich: in den Faulbetrieb in durchflossenen Faulräumen, bezw. den Faulbetrieb in nicht durchflossenen Faulräumen. Bei der erstgenannten Behandlungsart geht Sedimentierung und Schlammfaulung in ein und demselben Faulraume parallel und läßt sich dabei ein Übergreifen des Faulprozesses auf die gelöste organische Substanz nur in äußerst beschränktem Maße hintanhalten. Demgegenüber stellen die nicht durchströmten Faulräume Anlagen dar, in denen lediglich der im Sedimentierbetrieb gewonnene und dem Faulraume entweder kontinuierlich oder periodisch zugeführte Klärschlamm dem Faulprozesse unterworfen wird, während das geklärte Abwasser in verhältnismäßig frischem Zustande gewonnen wird.

Bautechnisch lassen sich ferner geschlossene Faulräume oder Faulkammern und offene Faulräume oder Faulbecken unterscheiden. Diesen zwei Bauweisen entsprechen auch gewisse Verschiedenheiten im Ablaufe des Faulprozesses.

a) Durchflossene Faulräume.

Anfänglich wurde das Faulverfahren in gewöhnlichen, für kontinuierlichen Wasserdurchfluß eingerichteten offenen oder bedeckten Klärbecken bewerkstelligt und unterschied sich vom reinen Sedimentierbetrieb in erster Linie durch den Entfall der sonst in kurzen Zwischenräumen vorgenommenen Entschlammung. Hierbei macht sich zunächst eine Gasbildung bemerkbar, welche je nach der chemischen Beschaffenheit der Abwässer schon nach 2—3 Wochen oder auch erst nach Monaten ihr Maximum erreicht und weiterhin nurmehr geringere jahreszeitliche Schwankungen erkennen läßt. Diese Gasbildung ist ein augenfälliges Zeichen für die in den Schlammablagerungen vor sich gehenden Zersetzungsprozesse und ist an die Tätigkeit von Mikroorganismen bezw. die Wirksamkeit der in den Abwässern stets nachweisbaren Fermente und Enzyme gebunden. Der im Schlamm enthaltene organische Stickstoff wird zu Ammoniak und freiem Stickstoff, der organische Schwefel sowie Sulfate zu Schwefelwasserstoff reduziert und Kohlensäure, Wasserstoff, Sumpfgas (Methan) in beträchtlichen Mengen frei gemacht. Gleichzeitig mit derlei Fäulnisvorgängen vollzieht sich zumeist auch eine lebhafte Zellulosegärung unter reichlicher Methanbildung. Beispielsweise wurde von Calmette¹) an einem in der Versuchskläranlage la Madelaine bei Lille angelegten Faulraum von 100 m² Oberfläche, 2,6 m mittlerer Tiefe und einem Fassungsraum von 260 m³ eine mittlere tägliche Gasproduktion von 11,14 m³ beobachtet. Dem entspricht eine Gasmenge von 0,111 m³ pro 1 m² Beckenoberfläche und 0,043 m³ pro 1 m³ Beckeninhalt. Die Gasbildung erfolgte hierbei an der Zuflußseite des Beckens etwa 5 mal so intensiv als an der Ablaufseite und im Sommer um ca. 10°/₀ stärker als im Winter. In dem ausgeschiedenen Gasgemische wurde im Durchschnitt 4,5 °/₀ Kohlensäure, 47,8 °/₀ Methan, 22,9 °/0 Wasserstoff und 24,8 °/₀ Stickstoff festgestellt.

Derlei Mengenbestimmungen und analytische Befunde haben natürlich nur örtliche Gültigkeit, berechtigen aber doch immerhin zu dem Schlüsse, daß in den Faulräumen ganz beträchtliche Mengen organischer Substanz durch Fäulnis und Vergärung aufgespalten werden.

So würden beispielsweise bei der unter Wasseraufnahme erfolgenden Eiweiß-Zersetzung nach Gleichung

4 C₈HlbN₂Oä + 14 H,0 = 4 N, + 19 CH, + 13 C0₂ + 6 H₂

bei Produktion von 1 1 Methan 1,7 g Eiweiß aufgezehrt. Analog würde bei Eintritt von Zellulosegärung nach

C₁₂H₂₀O₁₀ + 2 H.₂0 = 6 CH, + 6 C0.₂

durch Aufspaltung von 2,44 g Zellulose 1 1 Methan frei.

gegen

zu Heizungs- bezw. Beleuchtungszwecken verwerten zu können, bisher nirgends in größerem Umfange reahsiei t.

Bei einer so lebhaften Gasentwickelung befindet sich auch der ganze Faulrauminhalt in ständiger Bewegung und Durchmischung, wodurch der

Der hohe Gehalt an Methan verleiht den Eaulraumgasen explosiblen Charakter und sind tatsächlich auch schon mehrere Explosionen bei unvorsichtiger Hantierung mit offenem Lichte an geschlossenen Faulräumen, ja selbst schon in schlecht unterhaltenen Straßenkanälen vorgekommen. Hinerscheint die anfangs gehegte Erwartung, die Faulraumgase technisch

b Dr. A. Calmette, Recherches sur l’Epuration Biologique et Chimique des Eaux d’Egout. Masson et Cie., Paris. Bisher 7 Bände erschienen.

Sedimentierungsprozeß eine wesentliche Beeinträchtigung erfährt. Nur die spezifisch schwerere, in größeren Fragmenten in den Faulraum gelangende Mineralsubstanz (Straßendetritus u. dergl.) vermag sich dauernd auf der Beckensohle niederzuschlagen. Die leichtere organische Substanz wird durch die Strömung und anhaftende Gasblasen an die Beckenoberfläche getragen und lagert sich hier mit den an sich schwimmfähigen Körpern zu einer das ganze Becken überziehenden Schwimmschicht zusammen.

In offenen, mit vorwiegend häuslichen Abwässern beschickten Faulbecken erreicht die Schwimmdecke oft eine ganz bedeutende Dicke. Gewöhnlich lassen sich dann in einer ziemlich homogenen Grundmasse von schwarzbrauner Färbung, welche mit zunehmendem Alter eine humose Beschaffenheit

:¥ *

Fig. 293. Schwimmdecke von 70 cm Stärke in Croydon (primäres Faulhecken).

annimmt, immer auch noch einzelne, schwerer zersetzbare Körper wie Korke, Pflanzenreste, Papier, Haare und Fettklümpchen erkennen. Die Schwimmdecke ist von Pilzwucherungen (zumeist Schimmelpilze) vollständig durchsetzt und von unzähligen Kleinlebewesen, insbesondere Würmern, sowie einzelnen Fliegenarten mit ihren Maden (Psychoda phalenoides und sexpunctata) bevölkert. Die ganze Masse zeigt zumeist eine sauere Reaktion. Die Schwimmdecke offener Faulbecken zeigt auch jahreszeitliche Veränderungen, indem ihre Dicke während der Wintermonate bei träger verlaufenden Umsetzungsprozessen zunimmt. Manchmal verschwindet die Schwimmdecke im Sommer sogar gänzlich. Dies beruht wohl weniger auf einer gänzlichen Auflösung oder Vergasung ihrer Bestandteile, sondern hauptsächlich auf einer mit der fortschreitenden Zersetzung parallelgehenden Zerbröckelung und dem Absinken der dann bereits weitgehenden mineralisierten Partikelchen.

Unter dieser eigentlichen Schwimmschicht scheidet sich gewöhnlich noch eine übelriechende, durch Schwefeleisen schwarz gefärbte Schlammschicht ab.

Passiert das Abwasser mehrere Faulräume nacheinander, so zeigt sich zumeist nur in der ersten Abteilung eine Schwimmschichte von der bisher geschilderten Beschaffenheit. Die folgenden Becken tragen meist nur einen wesentlich dünneren aus Zooglöenmassen gebildeten zähen, lederartigen Oberflächenüberzug. (Fig. 298 bezw. 294.)

In geschlossenen Faulkammern findet die Schwimmdeckenbildung ähnlich wie in offenen Faulbecken statt. Die Oberfläche bleibt hier aber zumeist

^ ; ««ml. *i,wJZ W».

'

...AA

__

______

Fig. 294.

Dünne, lederartige Schwimmdecke in Croydon (sekundäres Faulbecken).

feucht, die Humifizierung schreitet langsamer fort und resultiert hieraus gewöhnlich ein stärkeres Dicken Wachstum, da auch die jahreszeitlichen Veränderungen kaum mehr zu konstatieren sind. Fliegen und höhere Pilze fehlen zufolge des Luftmangels fast gänzlich. Bei mehreren hintereinander

nur in der ersten eine stärkere

Faulkammern zeigt sich auch

geschalteten

Schwimmdecke, in den folgenden lediglich der dünne, langsam an Stärke zunehmende Zooglöenüberzug.

Anfänglich hielt man es für notwendig, die Schwimmschicht ungestört anwachsen zu lassen, da man ihr die Schaffung besonders günstiger Entwicklungsbedingungen für die an dem Faulprozesse beteiligte anaerobe Bakterienflora zu verdanken glaubte. Diese namentlich in offenen Faulbecken unleugbar vorhandene günstige Wirkung einer geschlossenen Schwimmdecke

darf jedoch bei allzukräftigem Dickenwachstum nicht auf Kosten der Verminderung des nutzbaren Beckeninbaltes bezw. Durchflußquerschnittes erkauft werden. Dementsprechend empfiehlt es sich, die Schwimmschicht nach Erreichung eines angemessenen Humifizierungsstadiums periodisch zu entfernen.

Sicherlich vermag die Schwimmschicht den Austritt der durch den Fäulnisprozeß frei werdenden übelriechenden Gase beträchtlich einzuschränken und daher auch Geruchsbelästigungen fast gänzlich hintanzuhalten. Dementsprechend werden bei größeren Anlagen derzeit zumeist auch nur offene Faulbecken angelegt. Geschlossene Faulkammern finden sich wohl nur noch bei kleineren in unmittelbarer Nachbarschaft menschlicher Ansiedlungen unterzubringenden Reinigungsanlagen.

sri *'

Fig. 295. Vollständig zersetzte dünne Sclrwimmdecke in Birmingham.

Die Veränderungen, welche die gelösten bezw. pseudogelösten organischen Schmutzstoffe der Abwässer bei Passieren eines durchströmten Faulraumes erfahren, beziehen sich mehr auf qualitative Umsetzung als auf quantitative Verminderung und werden hauptsächlich durch die Aufenthaltsdauer des Abwassers im Faulraume beeinflußt. Kolloide, welche im Zuflusse stets in beträchtlichen Mengen vorhanden sind, werden im Faulraume zerstört. Dem Zuflußwasser gegenüber zeigen die Faulraumabflüsse stets eine beträchtliche Anreicherung an Abbauprodukten der in Lösung übergegangenen Schlammsubstanzen. Neben Ammoniak finden sich immer größere Mengen von Schwefelwasserstoff (10—30 mg im Liter), der den Abflüssen einen unangenehmen Geruch verleiht und bei Anwesenheit von Eisen die Abflüsse zufolge der Bildung von Schwefeleisen in feinster Verteilung tief schwarz färbt.

Für ältere englische Anlagen, bei denen die Aufenthaltsdauer des Ab wassers im Faulraume zwischen 24—36 Stunden schwankt, beträgt die Herabsetzung im Gehalte an gelöster organischer Substanz im Mittel etwa 30°/₀. Eine stärkere Substanzausscheidung, insbesondere aber die Erzielung eines weiterhin überhaupt nicht mehr fäulnisfähigen Abflusses würde bei häuslichen Abwässern eine Fauldauer von 30 Tagen erfordern und kommt daher praktisch nicht in Frage. Hingegen können die in ¹/₂—2 tägiger Fauldauer erzielten Abflüsse durch Verdünnung mit einem allerdings nur von Fall zu Fall bestimmbaren Quantum

Reinwasser in ein fäulnisunfähiges Endprodukt verwandelt werden. Am leichtesten lassen sich die Abflüsse durchströmter Faulräume durch Oxydationsvorgänge, wie sie sich in den später zu besprechenden natürlichen und künstlichen Oxydationskörpern abspielen, fäulnisunfähig machen.

von

Die durchgreifendste Veränderung durch den Faulprozeß erfahren die in die Faulräume gelangenden ungelösten organischen Stoffe, bezw. der fallende Klärschlamm. Während bei Inbetriebsetzung eines Faulraumes die Schlammablagerungen der Menge nach ungefähr der Betriebszeit proportional anwachsen, zeigt sich weiterhin nurmehr eine wesentlich langsamere Zunahme des im Becken vorfindlichen Schlammvolumens. Dieser, dem normalen Klärbetriebe gegenüber oft recht beträchtlich geringere Schlammanfall wurde fänglich ausschließlich der schlammverzehrenden Kraft des Faulprozesses zugeschrieben, erweist sich aber bei näherer Untersuchung als Endergebnis einer ganzen Reihe zusammenwirkender Faktoren.

Vorerst ist festzustellen, daß in dem durch die Gasentwickelung in ständige Wallung versetzten Wasserkörper eines Faulraumes unmöglich jenes gleichförmige Niedersinken der einzelnen Schmutzteilchen Platz greifen kann, das in einem gewöhnlichen Klärbecken auftritt und nach den früheren Auseinandersetzungen als Grundbedingung zur Erzielung eines hohen Kläreffektes anzusehen ist. Unter den durch Gasblasen wiederholt aufgewirbelten Stoffen befinden sich überdies auch alle jene feinen Teilchen, die durch den fortschreitenden Mazerationsprozeß von gröberen Fragmenten losgelöst werden und in diesem Zustande eine weit geringere Sinkgeschwindigkeit besitzen, als die ursprünglich zugeführten Schmutzstoffe. Diese Vermehrung der feinen Suspensa einerseits sowie die Störung des Verlaufes der Sedimentation andererseits erklären zur Genüge die allenthalben konstatierte Tatsache, daß die Abflüsse der Faulbecken stets mehr ungelöste organische Substanz in feinster Verteilung enthalten, als jene normaler Klärbecken gleicher Dimension.

aus-

an-

Dementsprechend umfaßt der mechanische Kläreffekt von Faulräumen auch nur selten mehr als etwa 60 °/₀ der im Rohwasser zugeführten ungelösten Es werden daher nicht unbeträchtliche Mengen ungelöster Stoffe aus

Stoffe.

dem Faulbecken ausgeschwemmt, allerdings zumeist in so feiner Verteilung, daß sie sich überall dort der Beachtung entziehen, wo eine Kontrolle der

lediglich durch grobsinnliche Fest-

Abflüsse

wie im Großbetriebe

Stellungen durchgeführt wird.

Daß beträchtliche Mengen suspendierter Stoffe durch Lösung und Ver-verschwinden, wurde bereits hervorgehoben. Diesbezüglich wurden

gasung

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Einzeluntersuchungen an geeigneten Testobjekten durch Favre, Guth und Spillner vorgenommen.¹)

Die Untersuchungen bezogen sich auf eine Reihe organischer Körper des Tier- und Pflanzenreiches im rohen und gekochten Zustande, wie Rüben, Kartoffel, Kraut, Eiweiß, Dotter, Fett, Knochen, Knorpel, Fleischteile in Form ganzer und abgehäuteter Tiere und dergl. Die meisten dieser Stoffe zeigten anfänglich eine durch Quellung bedingte Gewichtszunahme, sodann eine mehr minder rasche Gewichtsabnahme, welche in Einzelfällen schon nach 3 bis 5 Wochen zu vollem Verschwinden der vor Abschwemmung aufs sorgfältigste geschützten Objekte führte, während andere auch noch nach weit längerer Einlagerung in Faulräume erst verhältnismäßig geringe Veränderungen erfahren hatten.

Derlei Umsetzungen sind wohl der vereinigten Wirkung von Bakterien, Fermenten und Enzymen, welche im Abwasser stets in beträchtlichen Mengen nachweisbar sind, zuzuschreiben.

Leider gestatten diese Einzeluntersuchungen noch keinen ziffermäßigen Rückschluß auf den zeitlichen Ablauf und das Endergebnis des Zersetzungsprozesses eines so kompliziert zusammengesetzten Substanzengemisches, wie es sich in den Kanalabflüssen vorfindet.

wie bereits auf

Der in den Becken verbleibende, durch längere Faulung kaum weiter reduzierbare Schlammrückstand unterscheidet sich endlich vom frischen Klärschlamm noch durch seine wesentlich höhere Konzentration. Während der im ungefaulten Zustande gewonnene Klärschlamm einen zwischen 90 und 98%, also im Mittel etwa mit 95 % zu veranschlagenden Wassergehalt aufweist, zeigt der gut durchgefaulte Faulbeckenrückstand zumeist nur etwa 80% Wassergehalt, nimmt also auf die gleiche Menge, an Trockensubstanz bezogen, nurmehr etwa 25% des frischen Schlammvolumens ein. Dieses Verhalten ist wohl darin begründet, daß die feinsten Suspensa, die Grund der Kölner Klärversuche gezeigt werden konnte — den Wassergehalt des Schlammes ganz unverhältnismäßig erhöhen, sich im Faulbetriebe der Sedimentation entziehen und daß ferner Kolloide und Fette, die sich gleichfalls durch ein hohes Wasserbindungsvermögen auszeichnen, in den Faulräumen eine weitgehende Aufspaltung erfahren.

Gut durchgefaulter Klärschlamm besitzt außerdem stets einen beträchtlichen Gasgehalt und nimmt bei Ausleitung aus dem Faulraum zufolge der Druckverminderung eine schaumige Beschaffenheit an. Auf drainierende Schlammtrockenplätze geleitet, schwimmt er auf dem sich nach unten ausscheidenden Wasser, das dann leicht absickert. Nach Verlauf weniger Tage verbleibt dann ein stichfester Rückstand von schwammiger Struktur. Auch durch dieses Verhalten unterscheidet sich der Faulschlamm überaus vorteilhaft von dem nur schwer entwässerbaren Frischschlamm.

*) Dr. Favre, Zur Frage der Schlammverzehrung in der Faulkammer. Gesundheitsingenieur, XXX. Jahrg., 1908, Nr. 50. — Dr.-Ing. Spillner, Zur Frage der Schlammverzehrung in der Faulkammer. Gesundheitsingenieur, XXXII., 1909, Nr. 50. — Dr. Guth und Dr.-Ing. Spillner, Zur Frage der Zersetzungsenergie in Faulkammern und Emscherbrunnen. Gesundheitsingenieur, XXXIV. Jahrg., 1911, Nr. 9.

Diesbezüglich darf aber nicht übersehen werden, daß in einem bereits längere Zeit im Betriebe stehenden Faulraume Schlamm von verschiedenem Alter und daher auch mehr oder weniger vorgeschrittenem Zersetzungszustande lagert. Neben den bereits vollkommen durchgefaulten, und daher dem Volumen nach stark geschwundenen alten Ablagerungen finden sich die eben erst frisch angefallenen voluminösen Sedimente. Sonach muß die gesamte Schlammenge in diesem Zustande einen weit höheren durchschnittlichen Wassergehalt und damit auch ein beträchtlich größeres Volumen aufweisen, als eine gleichförmig und vollkommen durchgefaulte Masse.

wasserarmen

Aus dieser Tatsache lassen sich einige für die Dimensionierung und die Betriebsführung der Faulbecken überaus wichtige Folgerungen ziehen.

Die rechnerische Behandlung des Problemes ist derzeit allerdings noch an einige vereinfachende Grundannahmen geknüpft, und dürfen daher die im folgenden gegebenen Entwickelungen lediglich als erste Näherung angesehen werden.

Da der zeitliche Verlauf der Abnahme der wasserbindenden Kraft des faulenden Schlammes noch nicht näher erforscht ist, mag — obzwar es wahrscheinlich ist, daß derselbe nach einer Exponential-Funktion erfolgt — hier eine lineare Volumenverminderung in Betracht gezogen werden. Dabei sei vorausgesetzt, daß sich die Wasserkapazität in t Tagen so weit vermindere, daß das anfängliche Schlammvolumen von q auf q (1 — n) herabsinke.

bleiben.

dem asymptotisch verlaufenden Teile aber eine zur Abszissenachse parallele Gerade unterlegt wird, dürfte der hier gemachten Annahme ein hinlänglicher Sicherheitsgrad zukommen.

Schlammvolumenverminderungen um etwa 75 °/₀, welche für eine definitive Rückstandsbeseitigung

größter Wichtigkeit wären, sind in der Praxis bisher nur selten in vollkommen einwandfreier Weise konstatiert worden. Vielmehr bewegen sich die für die perzentuelle Schlammverminderung in gut konstruierten, also auch einen hohen Sedimentationseffekt aufweisenden durchflossenen Faulbecken angegebenen Zahlen zumeist zwischen 10—60 °/₀ der zugeführten Menge an frischem Schlamm.

von

nur

Alle durch Lösung und Vergasung im Schlamme bewirkten Substanz-und Volumenverminderungen, sowie alle jene Veränderungen, welche nach Ablauf der t Tage noch auftreten, mögen sogar vollständig außer Betracht Indem also dem stark abfallenden Aste der Kurve eine Sehne,

Endlich sei vorausgesetzt, daß im Faulbecken pro Tag ein Schlamm-ausgeschieden werde. Dasselbe vermindert der Annahme

quantum von q nr entsprechend in t Tagen sein Volumen auf q (1 — «), also pro Tag

nq

um —7- •

n qjt.

Das Endresultat des im Dauerbetriebe Tag für Tag auftretenden Schlammanfalles und der Schlammvolumenverminderung ist somit darstellbar als das Summenglied einer fallenden arithmetischen Reihe mit der Differenz -

Der Voraussetzung gemäß sind I Die Dauer der Schlammansammlung (d. h. der zwischen zwei Ent-des Beckens liegende Zeitraum) sei kleiner als die zur voll-

45*

nun zwei Fälle zu unterscheiden:

Schlämmungen

ständigen Durchfaulung der zuerst angefallenen Schlammteilchen erforderliche Zeit t.

Für T< / ergibt sich die zugeführte Schlammenge:

(1)

Q^qT m³,

und die nach T Tagen angesammelte Schlammenge:

Qi =

1-Qt-l)f

T-qT

1 —0,5 {T— l)yj m³,

(2)

die erzielte Volumenverminderung beträgt:

Q*-Q-Qi = 0,6.qT(T-l)

m³.

(3)

II. Die Betriebsdauer T sei größer als t und findet der Voraussetzung gemäß im Zeitintervalle T — t keine in Betracht kommende Volumenverminderung mehr statt.

Für T> t wird dann die angesammelte Schlammenge:

t = q [T(l — n) -f- 0,5 n (t + 1)] m³,

bezw. die erzielte Volumen Verminderung:

Qi = Q ~ Qi = qn \T— 0,5 (/+ 1)] m³.

Da in der Praxis t zumindest mit 10—12 Wochen, meist aber sogar mit

4—6 Monaten anzunehmen sein wird, erscheint es zulässig, in den beiden letzten Gleichungen t an Stelle von (/+1) zu setzen und daher für den Fall T > t mit den vereinfachten Beziehungen

(4)

(5)

Qi ⁼ q [771 — n) + 0,5 nt] m3 Q.₂ = qn [T— 0,5 /] m³

zu rechnen.

Die den Gleichungen (1)—(5) entsprechenden Werte sind in der nach folgenden Tabelle zusammengestellt.

(Siehe die Tabelle auf S. 709.)

Diese Tabelle zeigt, daß in der ersten Betriebszeit nur eine geringe Schlammschwindung auftritt und daß eine Verlängerung derselben bis zum Momente der beendeten Durchfaulung der zuerst ausgeschiedenen Sedimente {T = t) erst eine Verminderung des Schlammvolumens um ca. 37 °/₀ hervorbringt, die den früher mitgeteilten Zahlen recht gut entspricht.

Bei lang anhaltender Einlagerung ergeben sich wohl ganz bedeutende Volumenverminderungen (z. B. 70 °/₀ bei 7'= 10 t), doch wachsen gleichzeitig die zur Aufnahme des Schlammrückstandes erforderlichen Faulbeckendimensionen ganz bedeutend.

Es ist daher notwendig, auch über die wirtschaftliche Bedeutung einer längeren Schlammeinlagerung im Faulbecken, welche zwar einen erheblich geringeren Aufwand für die definitive Schlammbeseitigung verursacht, aber auch höhere Anlagekosten bedingt, eine vergleichende Berechnung aufzustellen.

Hierbei sei noch angenommen, daß dem reinen Sedimentierbetrieb gegenüber die Mehrkosten des zum Faulbetrieb erforderlichen Raumes an Becken oder Brunnen für 1 m³ K Kronen betragen möge. Für Verzinsung und Tilgung dieses Baukapitales werden pro Jahr p °/₀ (0,0 p) in Rechnung gestellt. Die Entfernung des Schlammes aus den Becken, eine etwaige Zwischenbehandlung und definitive Beseitigung erfordere einschließlich der Verzinsung und Tilgung der hierzu erforderlichen baulichen und maschinellen Hilfsmittel einen Aufwand von k₀ Kronen für 1 m³ frischen und kx Kronen pro 1 m3 durchgefaulten Schlamm.

Während bei Entfernung von frischem Schlamm bei einem Anfall von pro Tag in T Tagen zusammen q. T m³ mit einem Kostenaufwande von k₀ . q .T Kronen zu beseitigen sind, sind im Faulbetrieb bei dem Entschlammungsturnus von T Tagen (unter der Voraussetzung T> t) nach Formel (5) nurmehr:

öi = q₀ \T(1 — «) + 0,5 nt] m³

Schlammrückstand definitiv unterzubringen. Hierfür erwachsen an Betriebskosten:

Dauer

der

Schlamm-

Schlammrückstand

Schlammanfall in Sammlung T Tagen in Tagen

Schlammvolumen-

Verminderung

an-

öi m³

in Bruchteilen des anfänglichen Schlammanfalles

Qi m

Q m³

öi

i in Bruch-| teilen des anfänglichen Schlammanfalles

Verhältnis

von

Schlamm-

rückstand zur Volumenverminderung

<h= -TT

0,25 t 0,50 t 0,75 i 1,00/ 1,25/ 1,50/ 1,75 / 2,00/ 2,50/ 3,00/ 4,00 / 5,00/ 10,00 /

0,25 qt 0,50 qt 0,15 qt 1,00 qt 1,25 qt

1.50    qt 1,75 qt 2,00 q t

2.50    qt 3,00 qt 4,00 qt 5,00 qt

10,00 q t

0,227 qt 0,413 qt 0,542 q t 0,629 qt 0,677 q t 0,750 q t 0,798 qt 0,875 q t 1,000 qt 1,125 qt 1,375 qt 1,625 qt 2,815 qt

0,023 q t 0,087 q t 0,208 q t 0,371 qt 0,573 qt 0,750 qt 0,952 qt

1.125    qt 1,500 qt 1,875 qt 2,625 qt 3,375 qt

7.125    qt

0,090

0,174

0,275

0,371

0,450

0,500

0,544

0,563

0,600

0,625

0,656

0,675

0,713

10,10

4,74

2,67

1,69

1,22

1,00

0,84

0,77

0,67

0,60

0,52

0,48

0,40

kx Qx = kx q₀ [T (1 — n) + 0,5 n t] Kronen

und als Kostenanteil für Verzinsung und Tilgung des größeren Anlagekapitales für den Faulraum bei einer Benutzung durch T Tage:

Dies ergibt für den Rückstand eines Schlammquantums, das im frischen Zustande qQ . T m³ betrug, als Gesamtaufwand:

(6)

k₁Q+Z=qQ[T{l-n) + 0₎bn t] . (kx + Kx . 0,0/ •

bezw. auf 1 m³ Frischschlamm bezogen:

q₀[T(l — «) + 0,5 nt] . (4 + AT. 0,0/ • —

4=1 — « + 0,5 »

• (4 -f- K .0,0 p •

365

(7)

Die kosten werden zu einem Minimum für:

d 4 d ~dT ⁼ dT

(l ~ n + °,5 n j-j • (4 + K. 0,0p • -ggg-jj

= 0.

(8)

(1

0,0/    t

n). K • ggg 0,o «4

j' -i _

T— “y/18 250 •

365 t kx n 0,5    0,0 p K 1 — n

, / 4 n

135 •    l-

* K 1 — n

05

An der Hand der Formel (9) läßt sich die wirtschaftlich günstigste Zeitdauer der Schlammeinlagerung in Faulbecken leicht ermitteln. Als Ersparnis, welche der Faulbetrieb dem reinen Sedimentierbetrieb gegenüber ermöglicht, ergibt sich dann auf 1 m³ Anfall frischen Schlammes bezogen:

(10)

d K= k₀ — k.₂ = k₀ — ^1 — n -\- 0,5    • (4 T K. 0,0p • "ggg j

bezw. in Prozenten des für die Beseitigung des frischen Schlammes erforderlichen Geldaufwandes:

J k°lo=100 ■

(11)

= 100 • 1- 1 — w + 0,5

(kx K AA

T) ' Uo ⁺ 4 ’ °’° ^ ' 365,

hierbei ist in Formel (10) und (11) der aus Formel (9) resultierende Wert von T einzuführen.

Die praktische Bedeutung vorstehender Untersuchung sei an 4 typischen Beispielen näher beleuchtet:

I. Es sei angenommen, daß die Mehrkosten, welche durch die Anlagen für den Faulbetrieb gegenüber einer Anlage für reinen Sedimentierbetrieb erwachsen, auf 1 m³ des für die Schlammfaulung in Betracht kommenden Raumes bezogen, K = 30 Kronen betragen mögen und dieser Mehraufwand mit 5 °/₀ zu verzinsen bezw. mit 3°/ozu amortisieren sei (/ = 5 + 3 = 8°/₀; 0*0/ = 0,08). Die zur vollständigen Durchfaulung des Schlammes erforderliche Zeit sei mit rund t= 100 Tagen veranschlagt. Nach dieser Zeit besitze der Schlammrückstand nurmehr ³/₄ seines Anfangsvolums (entsprechend einer

Verminderung der Wasserkapazität von 95 °/₀ auf 80 °/₀), d. h. n — % = 0,75, Die Einheitskosten für die Unterbringung von 1 m³ frischen oder gefaulten Schlamms werden als gleich angenommen und zwar mit K 2,— pro 1 m³.

Für diese Spezialwerte liefert Formel (9) als wirtschaftlich günstigste Einlagerungsdauer

135 . y/2.5 = 213 Tage = 7 Monate.

7'= 135 •

, / 2    0,75    100

» 30 ' T— 0,75 ' %T~

Bei einer täglichen Produktion von q₀ m³ Schlamm würden im frischen Zustande im Laufe dieser 213 Tage unterzubringen sein

Q = 213 . q₀ m³,

die hierfür erwachsenden Ausgaben wären

Qk₀ = 213.2 . q₀ = 426 q₀ Kronen.

Erfolgt die Entschlammung erst nach 213 Tagen, so sind definitiv zu beseitigen (Formel 5):

Qx = q₀ [213 (1 - 0,75) . 0,5.0,75.100] = 90,8 q₀ m³.

Danach beträgt der Schlammrückstand in Prozenten des Anfalles an frischem Schlamm:

90,8 q₀

42,6*70.

Jq°l₀= 100 •

Die Kosten der Beseitigung des nach 213 Tagen Schlammes übrig bleibenden Rückstandes betragen (Formel 7):

213 q₀

von 1 m³ frischen

k₂ -= (l - 0,75 + 0,5.0,75 •

100

) ‘ (² • ³⁰ • °>⁰⁸ ‘ 365 )

=■ 1,448 Kronen,

bezw. in Prozenten der Beseitigungskosten für fiischen Schlamm

72,4 °/₀.

213

k₂

100 • = 100 ■

1,448

Somit beträgt frischen Schlamm bezogen:

2,00

die durch den Faulbetrieb erzielte Ersparnis auf 1 m!

k₀

100- 72,4 = 27,6%,

das gleiche Resultat liefert Formel (11).

II Zufolge baulicher Schwierigkeiten seien die Mehrkosten für < la^e der Faulräume mit AT= 60 Kronen pro 1 m* veranschlagt. Die hrirmun⁰⁻ großer Quantitäten von frischem Schlamm ist billig durchführbar, und zwar mit I₀ - 1 Krone für 1 m³. Der gleiche Einheitspreis kx = 1 Krone gilt für den gefaulten Schlamm; n, p, t wie in Beispiel I:

wirtschaftlich günstigste Einlagerungsdauer beträgt

An-

Die

ist also nur u

0,75    100

60 ‘ 0p>5 '    8

nwesentlich länger als die eigentliche Faulperiode /.

T= 135 •

106 Tage,

Die nach Formel (11) erzielbare Kostendifferenz beträgt:

365

zlk°l₀ =100 1 — (l - 0,75 + 0,5.0,75 •    • ^1 + 60.0,08 •

= 100 (1 - 0,604.2,4) = - 45 °/₀.

Unter diesen Umständen würde sich der Faulbetrieb wesentlich teuerer stellen als der Sedimentierbetrieb bei der hier billig möglichen Unterbringung des frischen Schlammes.

III. K₎ p, t, n wie in Beispiel II. In der Nähe der Kläranlage kann frischer Schlamm nicht untergebracht werden. Abtransport in größere Entfernung oder künstliche Trocknung wären mit K 3,00 pro 1 m³ in Rechnung zu stellen. Hingegen wäre zu erwarten, daß gut durchgefaulter, getrockneter Schlamm im Frühjahr und Herbst von den Landwirten abgenommen würde. Diese Art der Unterbringung werde mit kx = 2,50 pro 1 m³ veranschlagt.

Zufolge der Verwendungsmöglichkeit in halbjährigen Intervallen sei T zu 180 Tagen angenommen. Dementsprechend sind:

100

60

180

OO N)

Jk°lo = 100 1 — ^1 — 0,75 + 0,5.0,75 •

= 100 [1 — (0,25 + 0,204.). (0,833 + 0,789)]

= 100 [1 - 0,454.1,622] = 100 [1 — 0,736] = 26°/₀.

180

+ • 0,08 •

3,0

365

IV. Um endlich noch die Bedeutung der Zersetzungsgeschwindigkeit des Schlammes für die Kosten des Verfahrens klar zu machen, wurde angenommen, daß in den 3 vorhergehenden Beispielen die Zersetzungsdauer /=60 Tage einzuführen wäre, während die übrigen Annahmen ungeändert bleiben mögen:

Die analog wie früher durchzuführenden Rechnungen ergeben:

Ia.

T = 165 Tage,

^%=39,6°/₀.

dU-

II a.

T= 80 Tage,

lila.

₀-9°/₀. z/£»/₀-39,3»/₀.

Die im Vorstehenden entwickelten Gleichungen bilden den mathematischen Ausdruck der nachstehenden, durch die praktische Erfahrung voll bestätigten Sätze:

1. Der Faulbetrieb erweist sich dem reinen Klärbetrieb gegenüber um so ökonomischer:

a)    je geringer die Mehrkosten für die zur Schlammfaulung erforderlichen Beckenräume sind,

b)    je höher die örtlichen Kosten für die definitive Beseitigung der verbleibenden Schlammrückstände sind,

c)    je leichter zersetzbar der zugeleitete Schlamm ist.

2. Für Orte, in denen die Anlagekosten für größere Becken hoch sind, hingegen auch große Mengen

von Frischschlamm billig unterzubringen sind, kann der Faulbetrieb kostspieliger werden als der reine Sedimentierbetrieb.

von Mechanismen auf leichte und billige Art aus dem Rohwasser entfernt und unschädlich gemacht werden können.

3. Nachdem die Zufuhr schwerer zersetzbarer Stoffe den Faulbetrieb verteuert, erscheint es aus wirtschaftlichen Gründen zweckmäßig, derartiges Material von den Faulräumen fern zu halten. Dies betrifft insbesondere den unzersetzbaren mineralischen Straßendetritus sowie die an sich wasserarmen groben organischen Fremdstoffe, die einerseits in Sandfängen, andererseits mit Hilfe

Da beim Faulverfahren die Voreinschätzung der zu erwartenden Schlammmenge zwecks entsprechender Dimensionierung der Faulbecken von weit höherer Bedeutung wird als beim reinen Klärbetrieb, mögen hier noch einige Angaben über den zu erwartenden Anfall an frischem Schlamm folgen.

Bei städtischen Abwässern läßt sich derselbe noch am sichersten auf Grundlage der Kopfzahl der angeschlossenen Bevölkerung ermitteln und mit etwa 50—60 g Trockensubstanz pro Kopf und Tag veranschlagen. Hieraus ergibt sich: -

Wasserverbrauch pro Kopf und Tag in Liter Frischer Schlamm mit

25

50

75

100

125

150

Wassergehalt;

95 o/o

Liter pro 1 m³ Abwasser

40—50

20—25

12—16

10-12,5

8-10

6,5—8

Durchgefaulter Schlamm mit 80 °/₀ Wassergehalt; Liter pro 1 m³ Abwasser

10-12,5

5—6,5

3—4

2,5—3,2

2—2,5

1,6—2

Kleine Anlagen, bei denen eine eventuelle Überdimensionierung der Faulräume hinsichtlich der Anlagekosten nicht so stark ins Gewicht fällt, können auf Grundlage dieser Angaben direkt projektiert werden. Bei größeren Verhältnissen wird man stets gut tun, sich außerdem durch Vorversuche eine Orientieruug über Menge und Beschaffenheit des Schlammes zu verschaffen. Allerdings gestalten sich derartige Versuche, insbesondere wenn sich dieselben auch auf die zu erwartende Schlammverzehrung erstrecken sollen, äußerst schwierig;¹) insbesondere verlangt die Übertragung der an kleinen Probefaulräumen gewonnenen Erfahrungen auf größere ganz besondere Vorsicht, da die Resultate nicht rein multiplikativ verwertet werden dürfen.

den

Die in den vorstehenden Entwickelungen betretene Methode, lediglich anfänglichen Schlammanfall, die Volumenverminderung durch Änderung der Wasserkapazität, sowie die hierzu erforderliche Zeit als Ausgangswerte

der Bedeutung des Septik-

von

tanks und 18. eaux

zu benutzen und hieraus die sich mathematisch ergebenden Konsequenzen zu ziehen, scheint nach dieser Richtung eine wesentliche Vereinfachung zu be deuten, nachdem sich diese Konstanten auch in gewöhnlichen Gefäßen mit einer den praktischen Bedürfnissen hinlänglich Rechnung tragenden Genauigkeit ermitteln lassen dürften.

b) Nicht durchströmte Faulräume.

Nicht durchflossene Faulräume erhalten lediglich den durch normalen Klärbetrieb in Becken oder Brunnen ausgeschiedenen Schlamm oder doch zumindest nur ein mit Schlammstoffen stark an gereichertes Abwasser zugeführt. Sedimentation und Schlammfaulung werden räumlich getrennt durchgeführt und kann hiermit auch ein Übergreifen des Kaulprozesses auf die gelösten Stoffe hintangehalten werden. Einer derartigen Betriebsweise wurden anfänglich gewichtige Bedenken entgegengehalten, die sich aber auf Grund späterer Experimentaluntersuchungen als unbegründet erwiesen. Schon die Erfahrung des gewöhnlichen Lebens zeigt, daß manche auf bakterielle Wirkung zurückzuführende Umsetzungsprozesse trotz Vorhandenseins zersetzbarer organischer Substanz zum Stillstände kommen, wenn gewisse, durch die Lebenstätigkeit dieser Organismen erzeugte Stoffwechselprodukte angehäuft werden. Auch die mit Abwässern angestellten Untersuchungen haben vorerst analoge Resultate ergeben. So wurde durch Favre (1. c. S. 706) nachgewiesen, daß der Abbau der verschiedenen in Untersuchung gezogenen Substanzen im kontinuierlich strömenden Wasser wesentlich rascher und vollständiger erfolgte, als im stehenden, nicht erneuerten Faulwasser oder in ständig erneuertem reinen Leitungswasser. Spätere Untersuchungen (Spill-ner bezw. Spillner und Guth, 1. c. S. 706) ergaben, daß sich die von Favre gewählte Versuchsanordnung mit den in einem nicht durchflossenen Faulraume eintretenden Verhältnissen nicht vollkommen deckt. Diesem werden nämlich zumindest bei der kontinuierlichen oder periodischen Zufuhr von frischem Schlamme auch die an der Schlammzersetzung beteiligten Agentien (Bakterien, Enzyme) neu zugeführt und ungelöste Zersetzungsprodukte in kurzen Intervallen entzogen. Tatsächlich haben die an einer Reihe von durchflossenen und nicht durchflossenen Faulräume verschiedener Konstruktion vorgenommenen vergleichenden Untersuchungen nur unwesentliche und vielfach auch ungleichsinnige Differenzen in der Zersetzungsenergie erkennen lassen, Abweichungen, die wohl mehr der Verschiedenheit der Abwässer als dem Arbeitsprinzipe zuzuschreiben sind.

Mehrfach wurde festgestellt, daß in gut eingearbeiteten Faulräumen von großer Tiefe (Emscherbrunnen) die Fäulnis der Eiweißverbindungen ohne merkliche Schwefelwasserstoffentwickelung abläuft und daher auch keinerlei Geruchsbelästigungen auftreten. In diesen Fällen dürfte der Abbau der organischen Schwefelverbindungen mit dem Entstehen stabiler organischer Säuren, wie Anridoäthylsulfonsäure und Thiomilchsäure abschließen.

Die im früheren angegebenen Formeln zur Berechnung der nach Verlauf einer bestimmten Betriebsperiode zu erwartenden Schlammrückstände sowie die angeknüpften wirtschaftlichen Erwägungen lassen auch eine sinngemäße Anwendung auf die nicht durchströmten Faulräume zu.

c) Bauliche Durchführung und Betrieb der Faulbecken.

Nachdem sich der Faulbetrieb aus dem Sedimentierverfahren entwickelt at vielfach sogar in denselben Becken vorgenommen wurde, unterscheiden sich die alteren Faulbecken nicht von gewöhnlichen Klärbecken für kontinuierlichen Klärbetrieb. Tiefreichende Tauchwände am Becken-Einlauf und -Auslauf, durch die einerseits eine Zerstörung der Schwimmdecke, sowie andeieiseits auch eine Wasserentnahme aus den zumeist an suspendierten Stoffen ärmeren mittleren Wasserschichten ermöglicht werden sollte, bildeten neben der an einzelnen Orten durchgeführten dichten Abdeckung die einzigen baulichen Unterschiede.

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Fig. 296. Offenes Faulbecken in Derby.

Erst in den neueren Anlagen findet sieb eine die Funktion der Anlage unterstützende Gliederung, mit der auf eine Abhaltung der unzersetzbaren oder schwer umformbaren Fremdstoffe auf eine Erhöhung der Sedimentationswirkung sowie eine Erleichterung der Entschlammung ohne Betriebsunterbrechung hingearbeitet wird. So findet man z. B. in Birmingham eine Reihe hintereinandergeschalteter Becken, von denen die ersten lediglich Sandfänge und Vorklärbecken darstellen, während die folgenden der Schlammumformung dienen. Eine ähnliche Anordnung besteht in Derby, wo langgestreckte Klär becken durch 2 gemauerte Querwände in 3 ungleich große Abteilungen gesondert werden, von denen die erste als Sandfang, die mittlere und letzte als eigentlicher Faulraum bezw. zur Nachklärung dienen.

Abteilungen kommunizieren durch in den Trennungsmauern ausgesparte Öffnungen bezw. in etwa halber Beckentiefe eingemauerte Rohrstutzen (Fig. 296).

Die einzelnen

Alle diese Anordnungen haben aber den Nachteil, daß Sedimentierung und Faulung in ein und demselben Becken nebeneinander hergehend sich gegenseitig stören, und daß die Durchflußzeit in Abhängigkeit steht von der Menge der angehäuften Sedimente, so daß am Anfänge der Betriebsperiode vielfach eine allzu weitgehende Durchfaulung des Wassers, gegen Ende der Betriebsperiode aber oftmals schon kein genügender Kläreffekt mehr erzielbar wird.

Diesbezüglich braucht ja nur darauf hingewiesen zu werden, daß beispielsweise bei einem Schlammanfall von 12 1 pro 1 m³ Abwasser und anfänglich 24stündiger Durchflußzeit für t = T= 100 und n = ³/₄, also rund 37 °/0 Schlammverzehrung, eine Schlammanhäufung von 100.0,012.0,63 = 0,75 m3 pro 1 Tageskubikmeter Zufluß auftritt, welche die Durchflußzeit allmählich auf 6 Stunden herabdrücken würde, eine Zeitspanne, die bei tieferen Becken nicht mehr ausreichen würde, um einen guten Sedimentiereffekt zu erzielen.

Zieht man gar die normalen täglichen Schwankungen im Wasser-zuflusse bezw. der Durchflußgeschwindigkeit in Betracht, so ergeben sich noch weit ungünstigere Zahlen. Deshalb gehen die neueren Bestrebungen dahin, Sedimentierraum und Schlammverzehrungsraum voneinander zu trennen.

Die erste derartige Ausführung ist das sogen, „hydro-litische Becken“, welches nach den Angaben von Dr. Travis in Hampton (England) errichtet wurde (Fig. 297). B Dasselbe besteht aus einem Klärbecken mit halbkreisförmiger Sohlenrinne, das durch der Längsachse nach laufende Zementplatten in einen mittleren, tief gelegenen Schlammfaulraum und zwei lediglich der Sedimentierung dienende, höher gelegene Seitenkammern unterteilt wird. Sedimentierraum und Faulraum stehen durch eine Anzahl von Öffnungen (am unteren Anschluß der Bodenplatten) in Verbindung. Da der Faulraum sonst keinerlei Wasserzuleitung, wohl aber einen dauernd offen stehenden Abfluß, aus dem ca. ¹/₈ der gesamten Abwassermenge zur Abströmung gelangt, aufweist, findet ein stetiger Schlammzufluß zum unteren Becken statt. Der zwischen den vertikal stehenden Mittelplatten frei bleibende Raum ermöglicht den Austritt der Fäulnisgase ohne Störung des Sedimentationsprozesses. Die Vorkehrungen für die Ableitung des durchgefaulten Schlammes sind bei diesem ältesten Becken nach Travisscher Bauart noch recht primitiv und bestehen lediglich in einer Sohlenrinne mit Schlammableitungsrohr. Wesentliche Ver

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Fig. 297. Schematischer Querschnitt einer Faulkammer nach Travis.

³) Vollständige Beschreibung mit Abbildungen in Nr. 703 (Jahrgang XXVII, 1905) der Zeitschrift The Surveyor, London.

besserungen finden sich schon an einem im Jahre 1908 nach dem Travisschen Systeme in Norwich errichteten Faulbecken.¹)

Dei Schlammfaulraum ist hierbei etwas größer gewählt und wird demselben zugleich mit dem in den seitlichen Sedimentierbecken ausgeschiedenen Schlamme ca. J/₅ der gesamten Abwassermenge zugeführt. Die Aufenthaltsdauer des Wassers beträgt in den Sedimentierräumen ca. 4 Stunden, im Faul-ca. 12 Stunden. Die Sohle des Faulraumes ist zwecks leichterer Schlammableitung in sechs Trichter aufgelöst. Die Faulraumflüsse passi vor Vereinigung mit den Abflüssen der Sedimentierkammer ein Nachklärbecken, in dem ebenso wie in den Sedimentierbecken selbst sogen. Kolloidfänger angebracht sind. Es sind dies in den Abwasserstrom tauchende platten- oder stabförmige Körper, welche eine Abscheidung feinster Susp und eine Anlagerung früher erwähnten Grimmschen Schirmen). Da sowohl in Hampton als auch in Norwich die geklärten Abflüsse einer biologischen Nachreinigung unterworfen werden, dürfte der Umstand, daß ein Teil des Abwassers beim Passieren des Faulraumes einen fauligen Charakter annimmt, wohl nicht allzuschwer ins Gewicht fallen, wenngleich es derzeit als vorteilhafter angesehen wird, die geklärten Abflüsse in möglichst frischem Zustande auf die biologischen Körper zu bringen.

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Kolloiden begünstigen sollen (entsprechend den

Eine Vermischung frischer und fauliger Abflüsse würde aber überall dort einen fühlbaren Nachteil bedeuten, wo die Abwasserbehandlung einerseits zwar auf eine Entschlammung beschränkt bleiben darf, andererseits aber doch zwecks Verminderung der Maße, sowie zur leichteren Drainierbarkeit der Rückstände auch eine Schlammfaulung erwünscht ist.

von

zahlreichen anderen Orten mit bestem Erfolge verwendet werden.-)

Letztgenannter Anforderung vermag die Abwasserbehandlung in den sogen. Emscherbrunnen zu entsprechen, einer Kombination von Klärbecken bezw. Brunnen mit nicht durchströmten Faulräumen, welche, ursprünglich den speziellen Bedürfnissen der Abwasserbehandlung im Emschergebiete angepaßt, Dr.-Ing. K. Imhoff-Essen konstruiert wurden, seither aber auch an

Anmerkung: Die Emscher, welche unfern Dortmund am Haarstrang ent

bauten, geschossenen

in großen Mengen anfallenden häuslichen und industriellen Abwässer bedeutende

springt und in einem vielfach gewundenen Laufe von ca. 110 km Länge bei Alsum den Rhein erreicht, umfaßt ein Niederschlagsgebiet von 784 km², welches derzeit ca. 2 Millionen Bewohner zählt und zu den bergbau- und industriereichsten Gebieten Deutschlands gehört. Die überaus dichte Bevölkerung (im Mittel entfallen fast 2500 Einwohner auf den km²) ist nur zum geringeren Teile in systematisch kanalisierten älteren Städten angesiedelt. Die Mehrzahl wohnt in weitläufig ver-in unmittelbarer Nähe der einzelnen Zechen und Industriebetriebe empor-Ansiedelungen, deren rasches Anwachsen der geregelten Abfuhr der

!) Arthur E. Collins: Travis System Sewage Tank at Norwich, Surveyor 1908/I, Nr. 855, 856, und XXXV, 1909/1, Nr. 906, 907, 908. Referat von Weldert im Techn. Gemeindeblatt XI, 1908/09, Nr. 19.

²) Das

Heinrich Scheven, Düsseldorf, erworben, welche die Ausführung dieser Anlagen bezw. Ausführungslizenzen erteilt.

Imhoffsche Patent, D. R. P. Nr. 187723 Kl. 85c, wurde von der Firma

übernimmt

Schwierigkeiten entgegenstellt. Abwasserreinigungsanlagen bestanden vor 1904 nur in Dortmund (Rieselfeld mit Entwässerung gegen die Lippe), Essen und Bochum (Klärtürme nach Röckner-Rothe) und Gelsenkirchen (Absitzbecken), sowie für einzelne industrielle Unternehmen. Der größere Teil der Abwässer gelangte ungereinigt in die Emscher und führte hier bei den von Natur aus wenig günstigen, durch die zufolge des Bergbaues eingetretenen Bodensenkungen noch weiter erschwerten Abflußverhältnissen zu weiterhin unhaltbaren Zuständen, deren Behebung durch einen mit Gesetz vom 19. Juli 1904 ins Leben gerufenen Zweckverband, die Emschergenossenschaft, derzeit in großem Stile durchgeführt wird.

Durch Regulierungsmaßnahmen wird der Lauf der Emscher von 110 auf 74 km verkürzt, die Ausmündung des Flusses in den Rhein durch Anlage eines künstlichen 13 km langen Durchstiches um ca. 3 km nordwärts verschoben. Bei Feststellung der Regulierungstrasse und Nivellette wurde auf die in Zukunft noch zu erwartenden Bodensenkungen besondere Rücksicht genommen. Mit der Regulierung der Emscher geht auch die Systemisierung ihrer zahlreichen Seitenbäche parallel.

Da die Emscher bei Niederwasser weit mehr häusliche und industrielle Abwässer abzuführen hat als Meteorwässer, und letztere sich zufolge der Verschmutzung des Bodens von Abwässern kaum unterscheiden, wird die regulierte Emscher mit ihren Zubringern auch weiterhin mehr den Charakter eines Abwasserkanales als eines natürlichen Flusses tragen. Eine Nutzung des Emscherwassers für häusliche oder industrielle Zwecke kommt unter den eigenartigen örtlichen Verhältnissen wohl auch in Zukunft nicht mehr in Frage. Trotzdem müssen die anfallenden Abwässer einer Reinigung unterworfen werden, wenn die angesichts der geringen Verdünnung durch Meteorwässer und bei dem trotz möglichster Beseitigung von Abflußhindernissen doch immer noch recht trägen Wasserabflüsse zu erwartenden Mißstände auf ein erträgliches Maß eingeschränkt werden sollen.

Dementsprechend wurde für die zahlreichen, von der Emschergenossenschaft zu errichtenden Kläranlagen vorerst eine möglichst durchgreifende Ausscheidung der ungelösten Stoffe in Aussicht genommen. Besonderer Wert wurde hierbei darauf gelegt, die Abwässer den Kläranlagen möglichst frisch zuzuführen und die geklärten Abflüsse in ungefaultem Zustande zu gewinnen. Andererseits soll aber der ausgeschiedene Schlamm durch das Faulwerden doch auch zersetzt und leicht entwässerbar gemacht werden, da sich der Unterbringung größerer Mengen von Frisch-Schlamm innerhalb dieses dicht besiedelten Gebietes unüberwindliche Hindernisse entgegenstellen würden.¹)

Die Disposition einer Kläranlage mit Schlammfaulbrunnen nach Imhoff²) ist in Fig. 298 zur Darstellung gebracht.

*) Königl. Wasserbauinspektor Middeldof, Entwurf zur Regelung der Vorflut und Abwasserreinigung im Emschergebiet, Essen-Ruhr 1904, Fredebeul & Koenen. — Derselbe, Die Arbeiten der Emschergenossenschaft, Deutsche Bauzeitung 1909, Nr. 78-81.

Königl. Polizeipräsident Gerstein-Bochum, Die Emschergenossenschaft in Essen. Essen 1913.

Baudirektor Helbing, Die Emschergenossenschaft im Rechnungsjahre 1911

Essen 1912.

²) Dr.-Ing. K. Imhoff, Die Schlammbehandlung in Emscherbrunnen. Tech-

Derselbe, Die Bedeutung des Gas-

nisches Gemeindeblatt XIII, 1910, Nr. 13. gehaltes bei der Zersetzung und Trocknung von Schlamm. Gesundheitsingenieur XXXIII, 1910, Nr. 49 und XXXIV, 1911, Nr. 19.

4 nebeneinander abgesenkten kreisförmigen Brunnen von 7 m Lichtweite und 8,5 m größter Tiefe, welche als Schlammsammler bezw. b aulräume dienen. Über je zwei Brunnen sind durch Anbringung dachartiger Einbauten Sedimentiergerinne hergestellt, in denen die Ausscheidung der Suspensa erfolgt. Diese Gerinne sind mit durchlaufenden Sohlschlitzen

Dieselbe besteht

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Fig. 298. Kläranlage mit Schlammfaulbrunnen nach Imhoff.

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15 cm Weite versehen, durch welche der abgeschiedene Schlamm in Faulraum abrutscht. Die Anordnung des Zuflußgerinnes und des Ab-der Figur ersichtlich. Die Durchflußrichtung kann nach die an der Einlaufseite zur Ausscheidung ge-

flußgerinnes ist Bedarf abgeändert werden, langende Hauptmenge

Brunnen zuführen zu können.    ....    ,    , ₇    , •

und dem Faulraume andererseits besteht keinerlei direkte V erbin-

aus

um

des Schlammes bald dem einen, bald dem andern Zwischen dem Abwasser-Zulauf und -Ablauf

einerseits

düng. Demgemäß kann zwischen Faulraum und Sedimentierraum auch nur ein sehr beschränkter Wasseraustausch stattfinden.

Ein Übertritt von Wasser aus dem Sedimentationsgerinne in den Faulraum findet jedenfalls dann statt, wenn aus dem letzteren eine Ableitung von durchgefaultem Schlamm vorgenommen wird. Hingegen dürfte sich ein Rückfluß von Faulwasser ins Klärgerinne wohl nur auf jene geringen Wassermengen beschränken, die bei dem Abgleiten von Frischschlamm verdrängt oder auf dem Wege der Diffusion, sowie durch Konzentrations- und Temperaturströmung in Bewegung gesetzt werden. Hinsichtlich dieser Wasserzirkulation wurde während der letzten Jahre in den einschlägigen Fachzeitschriften (insbesondere im Gesundheitsingenieur und im Technischen Gemeindeblatt) ein lebhafter Meinungsaustausch geführt, der zwar noch zu keinem

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Fig. 299. Emscherbrunnen nach Imhoff in Essen NW.

definitiven Abschluß gekommen ist, immerhin aber doch erkennen läßt, daß ein positiver Nachweis von Störungen, welche auf eine Rückströmung von Faulwasser in den Frisch wasserraum zurückzuführen wären, bisher nicht erbracht werden konnte. Übrigens wurden auch schon verschiedene Verschlußvorrichtungen für den Verbindungsschlitz angegeben, welche im Bedarfsfälle eine Rückströmung sicher hintanhalten könnten.

In dem Faulbrunnen findet immer eine lebhafte Gasentwickelung, sowie mehr minder starke Schwimmdeckenbildung statt. Bei den älteren Anlagen war ein Gasaustritt lediglich durch den zwischen Brunnenwand und Klärgerinne frei bleibenden und nur lose mit Bohlen abgedeckten Zwischenraum möglich. Bei neueren Anlagen wird die Gasabführung durch Schlote unterstützt, die auf dem durch die Innenwände des Rinneneinbaues gebildeten Firste aufgesetzt sind und entsprechend hochgeführt werden, um ein Aufsteigen oder Ausschleudern der Schwimmdecke bei besonders lebhafter Gasentwickelung hintanzuhalten. (Diese Schlote sind auf den beiden Abbildungen,

Fig. 299 und 300, deutlich sichtbar. Dieselben stellen die von der Emscher-genossenschaft durchgeführte Kläranlage Essen-Nordwest dar, welche die Abwässer von 60000 Einwohnern und zwar ca. 48000 m³ pro Tag [entsprechend 800 1 pro Kopf und Tag] zu reinigen hat. Diese Anlage umfaßt 9 Emscher-brunnen, welche zu je drei hintereinander geschaltet sind. Die Klärgerinne haben einen nutzbaren Fassungsraum von zusammen 975 m³, die Schlammbrunnen zusammen 1600 m⁸. Fig. 299 zeigt eine Brunnenreihe im Betriebe, Fig. 300 den Zwischenraum zweier Brunnensätze mit der Schlammableitungsrinne. (Die Brunnenreihe links ist in Betrieb, die rechte Brunnenreihe ist zwecks Auswechselung des ursprünglich in Holz ausgeführten Klärgerinnes gegen Einbauten aus Eisenbeton trocken gelegt.)

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Fig. 300.

Emscherbrunnen nach Imhoff in Essen NW.

In den Brunnen vollzieht sich übrigens auch eine allmähliche Differenzierung des Schlammes nach Maßgabe der fortschreitenden Mineralisation, indem°sich der schwerere, gut durchgefaulte Schlamm allmählich im tiefsten Teile des Brunnens ansammelt. Die Entschlammung der Emscherbrunnen erfolgt durch ein bis auf die Brunnensohle herabreichendes Schlammableitungs rohr unter der Wirkung des Wasserüberdruckes. Der, wie bereits hervor-Gasbläschen vollständig durchsetzte Schlamm besitzt

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trotz des verhältnismäßig geringen Wassergehaltes immer noch eine große Beweglichkeit und genügt zum Abdrücken ein Überdruck von 1-1,5 m Wassersäule Sollte sich der Schlamm bei langer Lagerung allzufest zusammengesetzt haben, so kann er durch Zufuhr von Druckwasser unter Be-Schlammableitungsrohre bis über den Biunnenwasserspiegel

nutzung des vom

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

46

hochgeführten Ansatzrohres aufgewirbelt und dann stets leicht abgedrückt werden.

Die Sedimentiergerinne der Emscherbrunnen sind so bemessen, daß sie bei Trockenwetter, zur Zeit des stärksten Wasserandranges, in ein- bis anderthalb Stunden durchströmt werden. Dem entspricht ein nutzbarer Fassungsraum von ¹/₈—¹/₁₀ des zu klärenden Tagesquantums. Die Schlammbrunnen erhalten zusammen den 3—4 fachen Fassungsraum der Absitzgerinne. Die Dauer der Schlammagazinierung schwankt bei den Anlagen im Emscher-gebiete zwischen 4—6 Monaten. Die Entschlammung wird in Intervallen von 1—4 Wochen vorgenommen, erstreckt sich hierbei aber nicht auf das ganze vorhandene Schlammquantum, sondern lediglich auf einen Teil, welcher ungefähr jenem Volumen entspricht, das der in der Zwischenzeit zugeflossene Frischschlamm nach vollständiger Durchfaulung annimmt. Angesichts der im Brunnen auftretenden Schlammdifferenzierung wird auf diesem Wege fast

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Fit?. 301. Trockenplätze für Fauibrunnenschlamm auf der Kläranlage in Essen NW.

nur vollkommen durchgefaulter Schlamm gewonnen. Derselbe zeigt bei dieser Betriebsweise einen Wassergehalt von 70—80, im Mittel etwa 75 °/₀ und einen schwachen, an verbranntes Siegellack erinnernden Geruch.

Die zur Nachtrocknung des durchgefaulten Schlammes erforderlichen Trockenbeete werden in undurchlässigem Boden einfach ausgehoben, bei durchlässigem Untergründe durch Einbringung eines Tonschlages als Sohle hergestellt. Auf letzterer werden Drainrohrstränge mit 2,5—3 m Abstand verlegt, die in einen Umfassungsgraben frei ausmünden. Über die Drainrohre wird eine 30—40 cm starke Schicht von Kesselschlacke ausgebreitet und mit einer etwa 2—5 cm starken Lage von Sand oder feiner Kesselschlacke bedeckt. Zwecks gleichförmiger Schlammverteilung wird das Beet durch leichte Bretterwände passend unterteilt. Bei größeren Anlagen empfiehlt sich die Anbringung erhöhter Gleisanlagen für den Abtransport des Trockengutes in Kipp wagen. (Fig. 301).

Auf die so vorbereiteten Beete wird der Schlamm in Schichtstärken

den hohen Gasgehalt des Schlammes bedingten Absonderungsprozesses sickert das Schlammwasser leicht ab und erfährt bei Passieren der Schlackenschicht eine weitgehende biologische Reinigung. Gut durchgefaulter Schlamm wird bei derartiger Behandlung selbst bei ungünstiger Witterung schon nach 6 bis 8 Tagen stichfest, zeigt dann nurmehr 50—55 °/₀ Wassergehalt, eine poröse Schwammstruktur und schwach-erdigen Geruch. Zugleich mit dem getrockneten Schlamme wird auch immer ein Teil der Deckschicht abgehoben und durch neues Material auf die erforderliche Schichtstärke ergänzt.

Rechnet man mit einer sicherlich nicht zu hoch gegriffenen jährlich 30 maligen Beschickung der Beete mit je 20 cm Schlamm, so ergibt dies eine Jahresleistung von 6 m³ Schlamm pro 1 m² nutzbarer Fläche. Auf der Kläranlage Essen NW.¹) hat sich ein Trockenplatzareal von nur 900 m² bei einer die Anlage angeschlossenen Kopfzahl von 60000 Einwohnern als vollkommen ausreichend erwiesen. Demnach kann eine Beetfläche von 0,015 bis 0,02 m² pro Kopf als reichlich bemessen angesehen werden.

an

Die große Bedeutung des Gasgehaltes des zersetzten Schlammes für den Nachtrocknungsprozeß erfordert überall dort besondere Beachtung, wo der Schlamm aus den Faulbrunnen nicht direkt abgelassen werden kann,

In derlei Fällen dürften Vakuum

sondern künstlich gehoben werden muß. kessel oder Säugpumpen, deren Wirkungsweise eine Entgasung der Rückstände zur Folge hätte, nicht verwendet werden. Vielmehr sind hier tief aufgestellte Druckpumpen, Saftheber (Motejus) oder Druckluftejektoren

an

zuordnen.

Als Beispiel für die chemische Zusammensetzung von Faulraumschlamm diene nachstehender analytische Befund einer der Versuchskläranlage Essen entstammenden Probe.

In der Trockensubstanz sind enthalten:

Organische Bestandteile hierin: Fette. .    .

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Im allgemeinen zeigt der gut zersetzte Faulraumschlamm dem Frischschlamm gegenüber einen höheren Gehalt an Mineralsubstanz und einen geringeren Fettgehalt. Der Stickstoffgehalt ist wesentlich herbeigesetzt und sich in einer schwer assimilierbaren Form befinden, so daß auch der

r, Dr.ing. Fr. Spillner, Die Trocknung des Klärschlammes. Mitteilungen der königl Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwasserbeseitigung, Berlin fqil Heft 14    - Dr.-Ing. Fr. Spillner und Ing. Blunk, Betnebsergebnisse aus

mechanischen Kläranlagen der Emscher-Genossenschaft -Technisches; Gememde blatt, XIII. Jahrg., 1910/11. Nr. 20-24 (auch als Sonderdruck erschienen). ^ hochgeführten Ansatzrohres aufgewirbelt und dann stets leicht abgedrückt werden.

Die Sedimentiergerinne der Emscherbrunnen sind so bemessen, daß sie bei Trockenwetter, zur Zeit des stärksten Wasserandranges, in ein- bis anderthalb Stunden durchströmt werden. Dem entspricht ein nutzbarer Fassungsraum von ¹/₈—¹/₁₀ des zu klärenden Tagesquantums. Die Schlammbrunnen erhalten zusammen den 3—4 fachen Fassungsraum der Absitzgerinne. Die Dauer der Schlammagazinierung schwankt bei den Anlagen im Emscher-gebiete zwischen 4—6 Monaten. Die Entschlammung wird in Intervallen von 1—4 Wochen vorgenommen, erstreckt sich hierbei aber nicht auf das ganze vorhandene Schlammquantum, sondern lediglich auf einen Teil, welcher ungefähr jenem Volumen entspricht, das der in der Zwischenzeit zugeflossene Frischschlamm nach vollständiger Durchfaulung annimmt. Angesichts der im Brunnen auftretenden Schlammdifferenzierung wird auf diesem Wege fast

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nur vollkommen durchgefaulter Schlamm gewonnen. Derselbe zeigt bei dieser Betriebsweise einen Wassergehalt von 70—80, im Mittel etwa 75 °/₀ und einen schwachen, an verbranntes Siegellack erinnernden Geruch.

Die zur Nachtrocknung des durchgefaulten Schlammes erforderlichen Trockenbeete werden in undurchlässigem Boden einfach ausgehoben, bei durchlässigem Untergründe durch Einbringung eines Tonschlages als Sohle hergestellt. Auf letzterer werden Drainrohrstränge mit 2,5—3 m Abstand verlegt, die in einen Umfassungsgraben frei ausmünden. Über die Drainrohre wird eine 30—40 cm starke Schicht von Kesselschlacke ausgebreitet und mit einer etwa 2—5 cm starken Lage von Sand oder feiner Kesselschlacke bedeckt. Zwecks gleichförmiger Schlammverteilung wird das Beet durch leichte Bretterwände passend unterteilt. Bei größeren Anlagen empfiehlt sich die Anbringung erhöhter Gleisanlagen für den Abtransport des Trockengutes in Kippwagen. (Fig. 301).

Auf die so vorbereiteten Beete wird der Schlamm in Schichtstärken

den hohen Gasgehalt des Schlammes bedingten Absonderungsprozesses sickert das Schlammwasser leicht ab und erfährt bei Passieren der Schlackenschicht eine weitgehende biologische Reinigung. Gut durchgefaulter Schlamm wird bei derartiger Behandlung selbst bei ungünstiger Witterung schon nach 6 bis 8 Tagen stichfest, zeigt dann nurmehr 50—55 °/₀ Wassergehalt, eine poröse Schwammstruktur und schwach-erdigen Geruch. Zugleich mit dem getrockneten Schlamme wird auch immer ein Teil der Deckschicht abgehoben und durch neues Material auf die erforderliche Schichtstärke ergänzt.

Rechnet man mit einer sicherlich nicht zu hoch gegriffenen jährlich 30 maligen Beschickung der Beete mit je 20 cm Schlamm, so ergibt dies eine Jahresleistung von 6 m³ Schlamm pro 1 m² nutzbarer Fläche. Auf der Kläranlage Essen NW.²) hat sich ein Trockenplatzareal von nur 900 m² bei einer an die Anlage angeschlossenen Kopfzahl von 60000 Einwohnern als vollkommen ausreichend erwiesen. Demnach kann eine Beetfläche von 0,015 bis 0,02 m² pro Kopf als reichlich bemessen angesehen werden.

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Die große Bedeutung des Gasgehaltes des zersetzten Schlammes für den Nachtrocknungsprozeß erfordert überall dort besondere Beachtung, wo der Schlamm aus den Faulbrunnen nicht direkt abgelassen werden kann, sondern künstlich gehoben werden muß. In derlei Fällen dürften Vakuumkessel oder Säugpumpen, deren Wirkungsweise eine Entgasung der Rückstände zur Folge hätte, nicht verwendet werden. Vielmehr sind hier tief fgestellte Druckpumpen, Saftheber (Motejus) oder Druckluftejektoren anzuordnen.

Als Beispiel für die chemische Zusammensetzung von Faulraumschlamm diene nachstehender analytische Befund einer der Versuchskläranlage von Essen entstammenden Probe.

In der Trockensubstanz sind enthalten:

Organische Bestandteile hierin: Fette.....

36,2 °/₀

Stickstoff .    .

Mineralische Bestandteile hierin: Kalk .... Magnesia .    .

Phosphorsäure Kali ....

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dürfte

Im allgemeinen zeigt der gut zersetzte Faulraumschlamm dem Frischschlamm gegenüber einen höheren Gehalt an Mineralsubstanz und einen geringeren Fettgehalt. Der Stickstoffgehalt ist wesentlich herbeigesetzt und * sich in einer schwer assimilierbaren Form befinden, so daß auch der

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getrocknete Faulraumschlamm für die Landwirtschaft keinen besonderen Wert besitzt. Zufolge seiner Stabilität kann er aber unbedenklich zur Auffüllung von Mulden und dergl. verwendet werden. Ebenso läßt er sich mit Hausmüll gemischt durch Verbrennung vernichten.

Bezüglich der Bau- und Betriebskosten von Emscherbrunnen-Anlagen sei auf die nachstehende Tabelle¹) verwiesen, welche sich auf die drei größten und bereits in mehrjährigem Betriebe stehenden Anlagen der Emschergenossenschaft bezieht:

Örtlichkeit

Reckling j?ssen    Bochum

hausen |

Angeschlossene Kopfzahl...... . .

Abwassermenge m³ pro Tag.......

Abwassermenge Liter pro Kopf und Tag .    .

Gesamte Baukosten in Mark.......

Baukosten pro Kopf in Mark.......

Betrieb und Unterhaltung pro Jahr in Mark . Betrieb und Unterhaltung pro Kopf und Jahr Amortisation, Verzinsung, Verwaltung, Betri und Unterhaltung pro Jahr in Mark .    . .

Desgleichen pro Kopf und Jahr in Mark .    .

Desgleichen pro 1 m³ Abwasser in Pfennig .

30 000 9 000

60 000 48 000

145 000 50 000

300

800

345

70 000

160 000

250 000

2,23

2,67

1,72

3 000

8 800

14 400

0,10

0,15

0,10

CM t-H Qi ^ CQ^ CM

os cT cT

40 750

0,27

0,22

Zieht man noch die übrigen baulich fertiggestellten Anlagen in Betracht, für welche aber Betriebskosten noch nicht bekannt gegeben wurden, so zeigt sich, daß sich die Baukosten für größere Anlagen (mit mehr als 5000 Bewohnern) zwischen 2,23 und 4,00 M., entsprechend rund K 2,70 bis K 4,80, bewegen und bei kleineren Anlagen bis auf 6,00 M. bezw. 7,20 Kronen steigen. Die Betriebskosten dürften inkl. Amortisation und Verzinsung — wenn man von den außerordentlichen Verhältnissen, die in Essen NW. herrschen, absieht — im allgemeinen mit 35-—40 Heller pro Kopf und Jahr zu veranschlagen sein.

Wie Fig. 302 zeigt, lassen sich die Emscherbrunnen in einfachster Weise auch mit Kremer-Zellen kombinieren und hierdurch Fettstoffe, die sonst im Faulraume weitgehend zersetzt werden, zurückgewinnen und nutzbar machen.

Die für die Anlage von Flachbecken überaus ungünstigen Baugrundverhältnisse des Emschergebietes mögen wohl in erster Linie mit dafür maßgebend gewesen sein, daß man die Schlammverzehrungsräume anfänglich in Brunnenform ausführte und bei den befriedigenden Betriebsergebnissen diese Anordnung auch weiterhin beibehielt. Es ist aber anzunehmen, daß sich gleich günstige Resultate auch mit nicht durchströmten Faulräumen in Beckenform erzielen lassen²) und wurden hierfür auch bereits verschiedene Kon-

b Nach Salomon, Abwasserlexikon, Erster Ergänzungsband. Jena 1911.

²) Prof. Dr. Dun bar, Leitfaden für die Abwasserreinigungsfrage, II. Auflage,.

S. 227. Berlin 1912.

struktionen

E Steuer    im nachstehenden noch das von Dr.

so,.Sdarvo„ de“rNeUS‘adter D°PPe]beckenl) b-hrieben werden und

Abwasserreinigungsgesellschaft in Neustadt an der Haardt ausgeführt wird (Fig. 303 und 304).

Die durch Sandfänge bezw. Rechen von den schweren Sedimenten und Sperrstoffen befreiten Ab-

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Wässer werden in ein Ab-

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sitzbecken geleitet und dort einem normalen Se-dimentierprozesse unterworfen.

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Schwimmstoffe, die sich im Becken ab-

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scheiden, werden durch eine Tauch wand zurückgehalten und mit Hilfe eines drehbaren Abschöpfers entfernt. Der untere Teil des

Klärbeckens ist mit steilen Wänden, die in eine rechteckige Sohlenrinne laufen, ausgeführt. Der Fassungsraum dieser Rinne entspricht dem pro Betriebstag zu erwartenden Schlammquantum. Über der Rinne ist ein schwerer

Fig. 302. Emscherbrunnen mit Kremerscher Klärzelle.

aus-

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Fig. 303. Neustadter Doppelbeeken nach Dr. E. Steuer. Grundriß.

Balken aufgehängt (Fig. 304 b), welcher, niedergelassen (Fig. 304a), die Schlammrinne gegen das Becken dicht abschließt. Die Sohlenrinne geht an der Ein-

Gesundheits-

x) Dr. E. Steuer, Über Behandlung von Abwasserklärschlamm. Ingenieur XXXIV, 1911, Nr. 12.

laufseite des Beckens in eine Schlammsteigleitung über, welche in etwa 50 cm Tiefe unter dem Normalwasserspiegel des Klärbeckens mit zwei durch Schieber verschließbaren Abzweigungen versehen ist, die zu zwei seitlich des Klärbeckens angeordneten Nebenbecken führen. Wird einer dieser Schieber bei

¹

Vergl. hierzu Dzierzgowsky, Zur Frage

f. d. biologische Abwasserreinigung. Gesundheitsingenieur, Jahrg. XXX, Nr. 17

_ j)r Calmette, Recherches sur l’epuration biologique et chimique des

d’egout I—VII. Paris 1905-1912. Mason & Cie.

²

Dr -Ing. Fr. Spillner, Die Trocknung des Klärschlammes. Mitteilungen Her köniel Prüfungsanstalt für Wasserversorgung und Abwasserbeseitigung, Berlin. 1Q11 Heft 14 - Dr.-Ing. Fr. Spillner und Ing. Blunk, Betriebsergebnisse aus mechanischen Kläranlagen der Emscher-Genossenschaft Technisches Gemeinde Watt XIII. Jahrg, 1910/11, Nr. 20-24 (auch als Sonderdruck erschienen).

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a) Längenschnitt durch das Klärbecken, Balkenstellung während der Entschlammung.

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b) Längenschnitt durch das Klärbecken, Normalstellung des Balkens.

c) Längenschnitt durch das Schlammverzehrungshecken.

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d) Querschnitt durch Klärbecken und Schlammverzehrungsbecken.

Fig. 304. Neustadter Doppelhecken nach Dr. E. Steuer. Längen- und Querschnitte.

gesenkten Balken geöffnet, so wird der in der Sohlenrinne angesammelte Schlamm durch den Wasserdruck in das Becken verdrängt. Dieses Über drücken wird durch einen in der Sohlenrinne beweglichen kolbenförmigen Transportschieber unterstützt, der den konzentrierten Schlamm von dem nachdringenden Beckenwasser abtrennt. Nach dem täglich einmal vorzunehmenden Abdrücken des Schlammes wird der Verbindungsschieber geschlossen und der Verschlußbalken der Sohlenrinne angehoben, wobei gleichzeitig auch der 11 ansportschieber in seine Anfangsstellung zurückgeführt wird.

von

Die neben dem Klärbecken angeordneten Schlammverzehrungsbecken sind durch tiefgreifende Tauchwände in mehrere Kammern unterteilt, deren letzte mit einem vertieften Schlammsumpf versehen ist. Bei Zuleitung h rischschlamm wird jedesmal auch ein Teil des bereits im Faulraume lagernden Schlammes gegen die Auslaufseite verdrängt, so daß letzterer in mehr und m£hr zersetztem Zustande gegen den Schlammsumpf vorrückt, um schließlich mit Hilfe einer aus dem Schlammsumpfe abgehenden Steigleitung abgelassen zu werden. Die Schlammverzehrungsbecken werden für eine 2—4 monatliche Schlammagazinierung bemessen. Das aus dem zugeführten Frischschlamm austretende Wasser wird in vollständig ausgefaultem Zustande durch ein im Niveau der Normalfüllung des Zersetzungsraumes abgehendes enges Rohr kontinuierlich abgeführt und kann daher auch mit den Abflüssen des Klärraumes vermischt werden, ohne letztere nachteilig zu beeinflussen. Im übrigen ist jede Berührung oder Vermischung des Inhaltes der Zersetzungsräume mit jenem des Klärbeckens ausgeschlossen. Auch bei dieser Anordnung erweist sich der ausgefaulte Schlamm als hinlänglich mit Gasblasen durchsetzt, um eine rasche Entwässerung und Nachtrocknung zu ermöglichen. Wie die Fig. 304 erkennen läßt, ist die Ausführung des Neustadter Doppelbeckens ganz in Eisenbeton gedacht.

2. Das Oxydationsverfahren.

a) Allgemeines über die Wirkungsweise der biologischen Körper.

Aus den bisherigen Ausführungen geht hervor, daß das Paulverfahren ein wertvolles Hilfsmittel zur Schlammbehandlung bildet, hingegen für

zwar

vor-

ern weiterhin fast un-

eine abschließende Umformung der in den Abwässern in Lösung enthaltenen organischen Substanz praktisch nicht in Frage kommt. Hingegen lassen sich durch Verarbeitung der durch mechanische Klärung oder Faulbetrieb gereinigten Abwässer in biologischen (Oxydations-) Körp veränderliche Abflüsse erzielen, welche auch die weitestgehenden Ansprüche

zu befriedigen vermögen.

von

dieser Sauerstoffbedaif manganatverbrauch Industrieabwässern (z. B. jenen von

1200 mg/1, der allerdings nur von

Bierbrauereien und Zuckerfabriken) er-

von

Um von den zur Erzielung einer vollständigen Oxydation der organischen Fremdstoffe erforderlichen Sauerstoffmengen, die unmittelbar oder mittelbar der atmosphärischen Luft entnommen werden, eine ungefähre Crößenvorstellung zu erhalten, braucht nur daran erinnert zu werden, daß normale städtische Abwässer (entsprechend einem Wasserkonsum von 100 1 pro Kopf und Tag) einen Permanganatverbrauch von etwa 400 mg/1 aufweisen. Dem entspricht ein Sauerstoffquantum von rund 100 mg pro 1 m³ Abwasser, das (ohne Rücksichtnahme auf die Abhängigkeit der Volumgewichte von den jeweils herrschenden Temperaturen und Druckverhältnissen) in einem Luftvolumen rund 340 1 enthalten ist. Bei konzentrierten städtischen Abwässern kann auf mehr als das Doppelte steigen; bei einem Perstark verunreinigten

reicht wird, würde die erforderliche Luftmenge sogar ebensogroß werden als das Abwasserquantum selbst.

Es sind also schon an sich, d. h. ohne Rücksicht auf etwaige bei der Reaktion mitlaufende sauerstoffzehrende Nebenprozesse, stets bedeutende Luftvolumina zum Ersätze des bei der Oxydation auftretenden Sauerstoffverbrauches notwendig.

Da der freie Luftsauerstoff überdies bei den in Betracht kommenden

Temperaturen nur geringe Aktivität zeigt, würde eine auf rein chemischem Wege zustande kommende Oxydation erst nach unverhältnismäßig langer Zeit ihren Abschluß finden und wird somit auch praktisch bedeutunglos.

Hingegen lassen sich durch Zuziehung geeigneter Sauerstoffüberträger, unter denen sich anorganische Katalysatoren, ungeformte Fermente und bestimmte Gruppen niederer Lebewesen befinden, ganz wesentliche Reaktionsbeschleunigungen erzielen.

Gelangen die genannten Agentien im geschlossenen Wasserkörper zur Wirksamkeit, so bleibt der Verlauf der Oxydationsprozesse immer noch ein langsamer und unvollständiger. Dies ist beispielsweise bei der Selbstreinigung der Wasserläufe der Fall, bei der die Sauerstoffaufnahme lediglich durch die wälzende Bewegung des Wassers sowie durch die Sauerstoffausscheidung grüner Pflanzen, insbesondere der chlorophyllführenden Algen, in wirksamer Weise unterstützt wird.

Die Oxydationsprozesse vollziehen sich erst wesentlich rascher, wenn der zu reinigende Wasserkörper, in kleine Quantitäten aufgelöst, mit festen Körpern in innige Berührung gebracht wird, deren Oberfläche nicht nur den genannten Sauerstoffüberträgern als Stützpunkt dient, sondern auch selbst auf die Fremdstoffe eine besondere Wirkung ausübt, wodurch diese eine Anreicherung in der Grenzfläche der zur Berührung kommenden Medien erfahren.

Bei den natürlichen biologischen Verfahren, der intermittierenden Bodenfiltration und Landberieselung wird dies dadurch erreicht, daß durchlässige entwässerbare Böden zeitweilig Abwässer zugeführt erhalten. Bei den künstlichen biologischen Verfahren treten verwitterungsbeständige Materialien wie Koks, Schlacke oder Gesteinsbrocken an Stelle des gewachsenen Bodens. Dieselben werden entweder in wasserdicht angelegte Becken eingeschlossen und periodisch mit Abwasser überstaut (Füllverfahren), oder in freier Aufschichtung unter ständigem Luftzutritte vom Abwasser überrieselt (Tropfverfahren).

Die sich hierbei abspielenden Vorgänge können — insoweit sie für die technische Durchführung des Verfahrens von Bedeutung sind —in folgende drei Stadien eingereiht werden:

I. Ausscheidung der Fremdstoffe:

a)    durch rein mechanische Sedimentation und Zurückhaltung der Suspensa durch Oberflächenattraktion, Klebrigkeit und Auf-saugungs vermögen der sich an der rauhen Materialoberfläche nach und nach bildenden Schleimschicht;

b)    durch Adsorption gelöster Stoffe durch die genannte Schicht;

c)    durch chemische Bindung;

d)    durch direkte Resorption seitens bestimmter Lebewesen.

II.    Umsetzung der ausgeschiedenen Stoffe:

e)    Fe™ernte,.ChemiSChe Vorgänge (inkl. der Einwirkung ungeformter

der in

fl durch die assimilatorische und dissimilatorische Tätigkeit der Schleimschicht angesiedelten Lebewesen.

ern:

III.    Entfernung der gebildeten Umsetzungsprodukte: gi durch mechanische Ausspülung fester Stoffe und zwar von Mineralsubstanz, organischen Abbauprodukten und organisierten Körp

h) durch Auslaugung löslich gewordener Verbindungen.

Diesen Einzelprozessen wurde im Laufe der Zeit eine recht wechselnde Bedeutung beigemessen. Insbesondere gilt dies bezüglich der am Zustandekommen des Reinigungsprozesses beteiligten Mikroorganismen.

Nach der heute wohl nicht mehr ganz zutreffend als „englische Auffassung“ bezeichneten Anschauung wurde die direkte Aufnahme und Verarbeitung der Fremdstoffe durch Bakterien als das wesentlichste Moment des ganzen Verfahrens hervorgehoben. Diese Vorstellung erweist sich aber als unvereinbar mit den über den zeitlichen Ablauf des Prozesses gewonnenen Erfahrungen.

Die gerade entgegengesetzte Theorie, welche mechanisch-physikalischen Prozessen die primäre Bedeutung beilegt, wurde seinerzeit von Bredt-schneider¹) eifrig verfochten. Derselbe geht von der Ansicht aus, daß die fäulnisfähigen Fremdstoffe kolloidaler Natur seien, in den Abwässern nur in Pseudolösungen Vorkommen, daher auch auf rein mechanischem Wege von der Flüssigkeit trennbar wären und von der Schleimschicht dauernd festgehalten würden.

Beide Theorien können nur beschränkte Teile des ganzen Erscheinungskomplexes in ungezwungener Weise erklären und müssen daher als unzureichend bezw. unzutreffend bezeichnet werden.

Erst die Arbeiten Dunbars²) vermochten ein zutreffendes allgemeines Bild des Reinigungsvorganges zu entwerfen.

An diesen schließen sich die

Nach diesem Forscher ist die Aufnahme der gelösten Stoffe durch Adsorption als primärer Vorgang anzusehen.

Umsetzung der ausgeschiedenen Stoffe durch Mikroorganismentätigkeit und parallelgehend eine Regeneration des Adsorptionsvermögens als wesentlichste Momente für den biologischen Reinigungsprozeß. Die mechanische Sedimentation sowie die Möglichkeit einer direkten Resorption gelöster

Bredtschneider, Gesundheitsingenieur, XXVIII. Jahrg., Nr. 8, 9, 11, 15;

XXIX. Jahrg., Nr. 11, 13, 37.    .

²)

Die zahlreichen Originalarbeiten Dun bars und seiner Mitarbeiter am Hamburger Hygienischen Institute sind größtenteils im Gesundheitsingenieur erschienen Eine Zusammenfassung derselben findet sich in dessen „Leitfaden für die Abwasserreinigungsfrage“ (1907 in I., 1912 in II. Auflage in Oldenbourgs Verla⁰' München, erschienen), eine kürzere Darstellung in Nr. 46 und 47 des Jahrgangs LVIII (1906) der Zeitschrift des Österr. Ingenieur- und Architektem ereines.

Stoffe durch Mikroorganismen kommt somit nur als untergeordnete Teil Wirkung in Betracht.

Die Adsorptionserscheinungen sind mit der Bildung eines Wasserhäutchens auf der adsorbierenden Substanz in Zusammenhang zu bringen, das sich unter der Wirkung von Kohäsionskräften in stark komprimiertem Zustande befindet.¹) Das Bestehen eines solchen Spannungszustandes wird durch eine starke Wärmeentwicklung wahrscheinlich gemacht,²) welche gelegentlich der Benetzung fein verteilter, unlöslicher Körper durch Flüssigkeiten auftritt.

Die Adsorption gelöster Stoffe durch dieses Wasserhäutchen würde sich dann dadurch erklären, daß Stoffe, deren Löslichkeit mit steigendem Drucke zunimmt, im Benetzungshäutchen angesammelt werden, wohingegen Stoffe, deren Löslichkeit mit Druckzunahme sinkt, die Tendenz besitzen, aus dem Wasserhäutchen auszuwandern.

Adsorptionserscheinungen selbst sind längst bekannt und in der Technologie vielfach praktisch verwertet. Das spezifische Verhalten zwischen den in den Abwässern regelmäßig anzutreffenden Fremdstoffen und den zum Aufbau von Oxydationskörpern in Betracht kommenden Materialien wurde bereits von verschiedenen Forschern eingehend studiert. Insbesondere hat Dzier-zgowsky³) eine umfassende Reihe diesbezüglicher Versuche veröffentlicht.

Aus all diesen Untersuchungen geht hervor, daß schon das Körpermaterial (Koks, Schlacke und dergl.) einzelnen Stoffen gegenüber ein beträchtliches Adsorptionsvermögen äußert. Dasselbe findet aber eine ganz wesentliche Steigerung, wenn sich auf den einzelnen Materialbrocken bei längerem Betriebe ein quellbarer, klebriger Überzug gebildet hat, der aus mechanisch festgehaltener organischer Substanz, Bakterienzooglöen u. dergl. besteht und zahllose Kleinlebewesen beherbergt. Diesem Belag wird eine wabige Struktur und daher auch eine besonders große Oberflächenentwicklung zugeschrieben, durch welche sich das experimentell nachgewiesene hohe Adsorptionsvermögen erklärt. Auch ist die Annahme berechtigt, daß der von diesem Benetzungshäutchen reichlich adsorbierte Sauerstoff in Ozon übergeführt werde, wodurch nicht nur ein ansehnliches Sauerstoffreservoir, sondern auch ein besonders aktiver Zustand geschaffen würde.

Trotz seines hohen Adsorptionsvermögens könnte das Benetzungshäutchen nur kurze Zeit hindurch auf die mit ihm in Berührung kommenden Fremdstoffe fixierend wirken, wenn letztere nicht auch unter Mitwirkung von Mikroorganismen abgebaut und oxydiert würden. Hierdurch erlangen dieselben jhre Löslichkeit wieder und werden ausgelaugt. Hiermit erscheint aber auch das Aufnahmevermögen regeneriert.

Gerade dieser auf biologischem Wege zustandekommende Regenerationsprozeß ist für das ganze Verfahren typisch. Denn während bei allen anderen Reinigungsmethoden die ausgeschiedenen Stoffe nachträglich noch durch

]) W. Nernst, Theoretische Chemie. Stuttgart 1907, Enckes Verlag.

²)    A. Mitscherlich, Bodenkunde. Berlin 1905, Verlag von Paul Parey.

³)    Dzierzgowsky, Zur Theorie künstlicher biologischer Filter. Gesundheitsingenieur, XXX. Jahrg., Nr. 1 und 2.

besondere Maßnahmen

unschädlich gemacht werden parallelgehend mit der Ausscheidung auch der Abbau

Ein technisch wichtiges Moment mag hier noch ganz besonders bervor-gehoben werden. Im Dauerbetrieb eines Oxydationskörpers steht die Auf mahmefähigkeit für gelöste Stoffe in R egenerationsvermögen.

müssen, erfolgt hier zu stabilen Endprodukten.

engstem Zusammenhänge mit dem Eine Aufnahme hört auf, wenn die Stoffzufuhr so lasch und reichlich oder bei so unzulänglichem Sauerstoffzutritt stattfindet, daß Abbau und Regeneration nicht mehr gleichen Schritt zu halten vermögen. Dann schwindet allmählich das Adsorptionsvermögen gänzlich Wässer passieren den Oxydationskörper, ohne gelöste Stoffe an denselben abzugeben, d. h. ohne eine Reinigung zu erfahren. In diesem Falle wird der biologische Körper funktionslos, doch braucht derselbe noch keinen dauernden Schaden zu nehmen. Denn

zwar

und die Ab-

wenn ihm rechtzeitig eine vollständige Ruhepause oder doch wenigstens ein schonender Betrieb gewährt wird, so erreicht auch das Adsorptionsvermögen allmählich seine ursprüngliche Leistungsfähigkeit zurück.

Anders verhält es sich hinsichtlich der ungelösten organischen Stoffe. Was von diesen im biologischen Körper rein mechanisch zurückgehalten wird, steht nicht in direktem Abhängigkeitsverhältnisse mit seinem Verarbeitungsvermögen. Es kann daher auch fortgesetzt mechanische Ausscheidung stattfinden, wenn das Abbauvermögen, das sich auch auf ungelöste Stoffe erstreckt, schon längst überschritten ist. Hier übt also der Körper zwar noch eine zurückhaltende Wirkung, die sich anfänglich sogar in einer gesteigerten Aufnahmefähigkeit für gelöste Stoffe äußert, doch vollzieht sich diese An

häufung unverarbeiteter Rückstände nicht ohne Rückschlag. Letztere werden zunächst seine Durchlüftbarkeit herabsetzen und hiermit seine regelmäßige Arbeit mehr und mehr stören, so daß die ganze Funktionsfähigkeit rasch verloren geht und die Oxydationsprozesse durch Fäulnisvorgänge verdrängt werden.

Diese üblen Folgen einer Überlastung mit ungelösten Stoffen sind sogar weit gefährlicher als eine Störung des Adsorptionsvermögens. Denn dieselben lassen sich auch durch Einschaltung von Ruhepausen zumeist nur unvollkommen und vorübergehend beheben. Gewöhnlich aber wird ein vollständiger Abbruch, Waschung des Materiales und ein Neuaufbau des ganzen Körpers

erforderlich.

Hieraus läßt sich die Wichtigkeit erkennen, welche eine gründliche Vorreinigung in Form einer möglichst vollkommenen Entfernung aller Suspensa für die Aufrechterhaltung der Betriebsfähigkeit biologischer Körper besitzt.

Eine Gruppe geformter Stoffe läßt sich allerdings nie vollständig von dem Körper fernhalten, nämlich die sich in Milliarden ansiedelnden Lebewesen, denen er sein Regenerationsvermögen verdankt. Ein nicht unbeträchtlicher ’ Teil derselben, und zwar in erster Linie Bakterien, wird ständig mit den Abflüssen ausgewaschen. Aber gerade die höheren Organismen, wie Würmer Insektenlarven und dergl., deren Leiber ganz gewaltige Substanz-

und die vielfach im biologischen Körper ihr Dasein

besonderen Mißständen

mengen

beginnen

repräsentieren, und abschließen, können gelegentlich zu

führen. Dies tritt ein, wenn durch Zufuhr von Giftstoffen oder durch Kohlen Säureanhäufung- die ganze Flora und Fauna des Körpers abstirbt oder wenn, wie dies bei Tropfkörpern zu beobachten ist, zu gewissen Jahreszeiten bestimmte Arten gleichzeitig untergehen Solche Katastrophen erfordern eine besondere Vorsicht in der Nachbehandlung der Abflüsse.

Aus den bisherigen Ausführungen geht hervor, daß für die Abwicklung des biologischen Oxydationsprozesses zwei Faktoren von grundlegender Bedeutung sind, nämlich die Darbietung großer Oberflächen als Sitz der Absorptionskräfte und eine Erleichterung des Sauerstoffzutrittes zur Unterhaltung der Regenerationsvorgänge. Beide Faktoren lassen sich in einem Medium von beschränkter räumlicher Ausdehnung nicht gleichsinnig steigern. Denn eine weitgehende Verminderung der Korngröße des Materiales, der bei nicht zu großer Verschiedenheit in Größe und Form der einzelnen Konstituenten ein ziemlich konstantes Gesamthohlraumvolumen bei rascher Zunahme der Gesamtoberfläche entspricht, bedingt stets einen wachsenden Widerstand gegen die Durchlüftbarkeit.

Letztere wird insbesondere dann stark herabgesetzt, wenn die zwischen den einzelnen Teilchen verbleibenden Zwischenräume unter jene Größenordnung herabsinken, in der bereits kapillare Zurückhaltung des Wassers erfolgt. Denn dann entzieht sich die vollständige Entwässerung auch mehr und mehr der willkürlichen Handhabung.

Hieraus ergibt sich, daß die natürlichen biologischen Verfahren, welche mit weit geringeren Körnergrößen arbeiten als Füll- und Tropfkörper, quantitativ nur weit geringer beansprucht werden dürfen, da ihre Durchlüftungsund Regenerierungspausen beträchtlich länger bemessen werden müssen. Ebenso folgt, daß schwere Böden mit einem hohen Gehalte an tonigen Teilen, dicht gelagerte feinkörnige Sande sowie insbesondere Moor- und Torfböden, die sämtlich eine hohe absolute Wasserkapazität besitzen, als biologische Körper unverwendbar sind.

Es wurde schon angedeutet, daß beim Füllverfahren, bei dem die Abwässer in die Oxydationskörper eingestaut werden, zwischen die einzelnen Beschickungen Ruhepausen eingeschaltet werden müssen, in denen die Regenerierung des Aufnahmevermögens vor sich geht, während beim Tropfverfahren im normalen Betriebe zumeist eine kontinuierliche Abwasserzufuhr und Ableitung stattfindet, so daß hier die nie vollgefüllten Hohlräume einen ständigen Luftzutritt ermöglichen.

Aus dieser Betriebsführung ergibt sich ein nicht zu übersehender Unterschied in der Arbeitsweise von Füll- bezw. Tropfkörpern.

In einem vollkommen eingearbeiteten, gut durchlüftbaren Füllkörper, der rasch mit Abwasser beschickt wird, unterliegt das Material der ganzen Tiefe nach fast vollkommen gleichen Bedingungen. Denn in den oberen wie unteren Körperschichten werden gleich starke Absorptionskräfte auf eine Flüssigkeit von ziemlich gleichartiger Beschaffenheit zur Einwirkung gelangen. Ein Stillstand in der Wechselwirkung zwischen Adsorbens und Absorbendus wird also entweder erst nach vollständiger Entfernung der aufnehmbaren Stoffe (wofür theoretisch allerdings ein unendlich langer Zeitraum erforderlich wäre),

Es wird

oder aber nach Erschöpfung der aufnehmenden Kräfte eintreten. also insbesondere im zweiten Falle erzielt werden können

stets nur ein partieller Reinigungserfolg Dies wird insbesondere dann eintreten, wenn die tieferen Schichten des Füllmateriales zufolge ungünstiger Entwässerungs- und Durchlüftungsverhältnisse in ihrem Regenerationsvermögen beeinträchtigt sind.

an

Anders liegen die Verhältnisse im Tropfkörper. Hier wird das Wasser auf seinem Wege in die Tiefe durch allmähliche Abgabe der Fremdstoffe die oberen Schichten in zunehmendem Reinheitsgrade mit den unteren Körperzonen in Berührung kommen. Da letztere — vollkommene Einarbeitung des Körpers vorausgesetzt — noch ein hohes Adsorptionsvermögen äußern werden, wird hier dem zunehmenden Sättigungsdefizit entsprechend sogar eine stärkere Wechselwirkung zu erwarten sein, als zwischen den oberen in ihrer

Aufnahmsfähigkeit erschöpften Körperzonen und den konzentrierteren Schmutz

wässern.

Im Tropfkörper sind daher die Bedingungen zu einer weit vollkommeneren Reinigung geboten, als in einem einstufigen Füllkörper bei gleicher Belastung mit Abwasser.

Erst durch Anlage mehrstufiger Füllkörper, d. i. durch Hintereinanderschaltung mehrerer Becken, welche dann auch jene am Tropfkörper hervorgehobene und durch eine Verschiedenheit in Flora und Fauna gekennzeichnete zonale Differenzierung der Arbeitsleistung aufweisen, lassen sich auch mit dem Füllverfahren gleich durchgreifende Reinigungseffekte erzielen.

suspendierten

daher auch besonders gut durchlüftbar sein müssen, um zu bewahren, stets mit gröberem Korn angelegt werden.

sekundären Körpern ist eine Verschlammung durch

Ähnliche Erwägungen lassen erkennen, daß es theoretisch unrichtig ist, mehrstufige Füllkörper mit gleicher Korngröße anzulegen. Vielmehr sollen die primären Körper, welche zufolge der in ihnen zur Ausscheidung gelangenden Stoffe ohnehin eine relativ stärkere Belastung erfahren und

ihre volle Aktivität In den mit feinerem

Korn anzulegenden Suspensa weit weniger zu befürchten.    ... r.u    , ,

Auf die Zwischenstellung, welche die intermittierende Filtration und der Rieselfeldbetrieb zwischen dem Füllverfahren und dem Tropfyerfahren einnehmen, wird gelegentlich der Besprechung der erstgenannten Verfahren noch

zurüchgehommen werden.^    ^ ^ ^ Terschied    Durchführungs

formen des Oxydationsverfahrens erzielbaren Rein.gungseffekte bezw. deren Beurteilung auf Grund chemischer und bakteriologischer Untersuchungen

charakterisiert.^ ^ Zurückhaltung suspendierter Stoffe erweist sich die

_ ,    ,,    f erwachsenem Boden am leistungsfähigsten, wie dies angesichts

geringen q Abflüsse

dpc Retriebes stets geringe    .    .

mit den in den Abwässern zugeführten fäulmsfahigen

^ Te befw kamen FUtrationsvermögens des feinen Materiales und seiner des hierbei wirksame^    woh, nicht anders zu eiwarten ist. Die

künstlicher biologischer Körper führen bei sachgemäßer Handhabung künstlich    5 M n ungelöster Stoffe, die aber keineswegs

Schmutzstoffen identisch sind, sondern zumeist aus schwer zersetzbaren Abbauprodukten von humusartiger Beschaffenheit bestehen. Daneben finden sich auch mineralische Verwitterungsprodukte des Körpermateriales. All diese Stoffe verursachen weder nach Menge noch Beschaffenheit besondere Mißstände, und lassen sich durch Sedimentation oder eine Nachfiltration durch Sand aus den Abflüssen leicht entfernen, wonach diese meist ein vollkommen farbloses, klares Endprodukt darstellen. Bei Tropfkörpern ist das Quantum der ausgeschwemmten Stoffe meist etwas größer und enthalten die Abflüsse, wie schon bemerkt, zeitweise auch größere Mengen von Kadavern kleinerer Lebewesen, welche dann unbedingt ausgeschieden werden sollen, um keine ungünstige Rückwirkung auf die Abflüsse bezw. den Vorfluter auszuüben.

Bezüglich der gelösten Stoffe ist vor allem zu bemerken, daß der Ausdruck „gereinigt“ keineswegs absolut, d. i. im Sinne einer vollständigen Entfernung aller Fremdstoffe, sondern lediglich in bezug auf deren Unschädlichkeit aufgefaßt werden darf. Unter dieser Einschränkung werden nach der heute herrschenden Anschauung schon alle jene Wässer als hinlänglich gereinigt angesehen, welche, bei Luftabschluß und normaler Zimmertemperatur längere Zeit hindurch in unverdünntem Zustande aufbewahrt, der stinkenden Fäulnis nicht mehr anheimfallen.

Die Versuche, den Punkt, bis zu dem die Abwasserreinigung getrieben werden muß, um dieser Anforderung zu entsprechen, auf chemischem Wege festzustellen, sind lange Zeit erfolglos geblieben. Die Bestimmung des Glühverlustes sowie der Herabsetzung des Gehaltes an organischem Stickstoff und Kohlenstoff zwischen Rohwasser und gereinigtem Wasser konnte diesbezüglich keinen sicheren Anhaltspunkt liefern. Relativ am besten bewährte sich noch die Ermittlung der Herabsetzung der Oxydierbarkeit, durch den Permanganatverbrauch (nach Kübel) gemessen, insbesondere seitdem Dunbar auf Grund vergleichender Beobachtungen darauf aufmerksam machen konnte, daß städtische Abwässer im allgemeinen der stinkenden Fäulnis nicht mehr anheimfallen, wenn durch das Reinigungsverfahren die Oxydierbarkeit um 60—65 °/₀ herabgesetzt wurde. Da gerade diese Verhältniszahlen erfahrungsgemäß vielfach falsch aufgefaßt werden, sei auf ihre Bedeutung etwas näher eingegangen. Bei der Beurteilung des Verunreinigungsgrades eines Abwassers ist wohl zu unterscheiden zwischen den einzelnen, verschieden leicht zersetzbaren Fremdstoffen und der Konzentration, in der dieselben auf-treten. Bei rein städtischen Abwässern, deren Verunreinigung im großen ganzen denselben Ursprung hat. wird das Stoffgemisch selber zumeist weit geringeren Schwankungen unterworfen sein, als seine Konzentration. Finden sich z. B. in einem Rohwasser die Stoffe a, b, c, welche durch das Reinigungsverfahren in die höher oxydierten Verbindungen a‘, b\ c‘ übergeführt werden, während zu einer anderen Zeit oder an einem anderen Orte im Rohwasser zwar dieselben Stoffe, aber in anderen Mengenverhältnissen ma, nb, pc, und im Reinwasser die entsprechenden Abbauprodukte ma‘, nb‘, pc' anzutreffen seien, so kann der Reinigungserfolg in beiden Fällen ein befriedigender sein, trotzdem die Summe der Rückstände ma‘ -f- nb' pc' sogar größer sein kann,

als der Antangsgehalt a + b + c der Schmutzstoffe im Rohwasser Konzentration.

von geringerer

Dte Herabsetzung der Oxydierbarkeit um 60—65 % kann demgemäß auch lediglich als kritischer Punkt für städtische Abwässer gelten, und würden für die verschiedenen Gattungen von Industrieabwässern besondere Grenzwerte aufgestellt werden müssen. Hierzu fehlen aber derzeit noch die erforderlichen Unterlagen. Übrigens ist es Dunbar und seinen Mit-ai heitern¹) gelungen, den Nachweis dafür zu erbringen, daß der für städtische Abwässer angegebene Grenzwert jenem Abbaustadium entspricht, bei der die organischen Schwefel enthaltenden organischen Stoffe so weit zersetzt sind, daß keine Schwefelwasserstoff-Entwicklung mehr auftritt, ein Gas, dessen Bildung für das Auftreten stinkender Fäulnis charakteristisch ist.

Die Erreichung dieses Stadiums läßt sich durch ein überaus empfindliches Reagens, das Carosche Methylenblau, durch welches Schwefelwasserstoffmengen von 0,01 mg/1 noch nachweisbar sind, in scharfer und einfacher Weise bestimmen.

Dieser Reinigungsgrad läßt sich mit sämtlichen Durchführungsweisen des biologischen Verfahrens leicht erreichen; zumeist, namentlich beim Rieselfeldbetrieb und der intermittierenden Bodenfiltration, liegt der erzielte Endeffekt sogar wesentlich höher. Hier ist eine Herabsetzung der Oxydierbarkeit um mehr als 90 °/₀ nichts außergewöhnliches.

Mit der Beseitigung der Fäulnisfähigkeit der Abwässer ist aber auch jener Punkt erreicht, von dem an die weiterhin sich selbst überlassenen oder einem Vorfluter zugeleiteten Abflüsse ihre Beschaffenheit unmöglich wieder verschlechtern können, wie dies z. B. bei der Kalkklärung der Fall ist. Dieselben werden vielmehr auf dem Wege der Selbstreinigung noch eine fortschreitende Verbesserung erfahren.

diesem Sinne

Vielfach wird auf die Anwesenheit von Nitraten in den Abflüssen ein besonderes Gewicht gelegt. Jedenfalls bilden diese kolorimetrisch leicht nachweisbaren Endprodukte der Mineralisierung des organischen Stickstoffes einen wichtigen Indikator für die gute Funktion der Reinigungsanlage. Denn zufolge leichter Reduzierbarkeit ist ihr Bestand in Wässern unmöglich, in denen noch lebhafte Sauerstoffzehrung vor sich geht. In muß das Auftreten der Nitrate auch als wünschenswert be-

zeichnet werden.

ist, so dieser Hinsicht

Was schließlich den Gehalt an Keimen betrifft, so stehen auch hier die Abflüsse der nach dem natürlichen biologischen Verfahren betriebenen Anlagen obenan. Eine Herabsetzung der Keimzahl auf wenige hundert Individuen die man früher den Rieselfeldern zumutete, läßt sich allerdings im Dauerbetriebe kaum erzielen, und wird auch nicht mehr als erforderlich betrachtet Wenngleich die Herabsetzung der Individuenzahl eine erhebliche gilt dies nicht gleicherweise bezüglich der vertretenen Arten, denn in unterscheiden sich die Abflüsse kaum von den Rohwässern.

Der Hamburger Test auf Fäulnisfähigkeit.

i\ p)r> Korn und Dr. Kam mann, Gesundheitsingenieur, XXX. Jahrg., Nr. 11.

Trotzdem ist bisher noch kein Fall zu verzeichnen, in dem eine biologische Reinigungsanlage zum Ausgangspunkte einer Infektion geworden wäre. Immerhin ist schon bei der Projektierung dai'auf Rücksicht zu nehmen, die Abflüsse einer künstlichen biologischen Anlage zum mindesten in Epidemiezeiten einer Desinfektion unterwerfen zu können, die sich schon während der Abwicklung des Verfahrens oder in Form einer Nachbehandlung durchführen läßt. Hierüber folgen noch spezielle Angaben.

b) Bauliche Einrichtung und Betrieb der Füllkörper.

Hinsichtlich der Eignung verschiedener Materialien zum künstlichen Aufbau von biologischen Körpern wurde bereits eine hohe Widerstandsfähigkeit gegen Verwitterung als Grundforderung angeführt. Auch wurde schon der Umstand betont, daß rauhe Oberflächenbeschaffenheit für die Ausbildung und das Festhaften des für die volle Leitungsfähigkeit des Körpers unumgänglich notwendigen schleimigen Überzuges (vielfach auch Rasen oder Rasenbelag genannt) besonders günstig ist und daher die „Einarbeitung“ beschleunigt.

Harte Schlacke und Koks stehen in dieser Richtung obenan; ihnen folgen Ziegelbrocken und Schlägelschotter, während glatter Flußschotter und Kies an letzte Stelle zu setzen wäre. Auch hinsichtlich des dargebotenen Hohlraumvolumens verhalten sich die letztgenannten Materialien ungünstiger, da sich glatte, abgerundete Elemente dichter aneinanderlegen als rauhe, zackige Fragmente.

Auf eine bestimmte chemische Zusammensetzung, insbesondere den früher vielfach als wünschenswert angesehenen Eisengehalt, wird heute kein besonderes Gewicht mehr gelegt. Die geringere spezifische Eignung eines örtlich leicht und billig zu beschaffenden Materiales läßt sich durch eine schwächere Beanspruchung der Volumseinheit durch entsprechende Vergrößerung der Gesamtkubatur, oder durch Wahl einer kleineren Korndimension eicht ausgleichen.

Bei den genannten Materialien schwankt das absolute Hohlraumvolumen, das bei nicht zu verschiedener Gestalt der Einzelstücke von deren Dimensionen unabhängig ist (bei Kugeln von gleichem Radius würde dasselbe bei dichtester Lagerung rund 27 °/₀ betragen), zwischen 35—50 %. Ein Teil desselben wird aber im Dauerbetriebe nicht nutzbar, weil selbst das gröbste Material noch eine gewisse Wasserkapazität äußert. Von weitaus größerer Bedeutung ist aber die im Betriebe mit dem Anwachsen des Rasenbelages und der fortschreitenden Verschlammung parallelgehende Volumsverminderung. Daher pflegt man den Berechnungen zumeist nur ein nutzbares Hohlraumvolumen von 30 % zugrunde zu legen.

Unter dieser Voraussetzung vermag 1 m³ Füllkörpermaterial bei jeder Beschickung 300 1 aufzunehmen.

Bezeichnet:

n die Anzahl der Beschickungen pro Tag, z die Anzahl der zu durchlaufenden Stufen,

B. Reinigung und landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer, so vermag 1 m³ Füllkörper pro Tag eine Abwassermeng

e von:

V — 0,3— m3 z

zu verarbeiten.

Hiernach ist zur Verarbeitung von 1 m³ Abwasser die Materialmenge:

= 3,33 —m3 ’ n

erforderlich.

Die Zahl der Beschickungen und Stufen schwankt bei den praktischen Ausführungen zwischen 1—3.

Hieraus ergibt sich als Materialbedarf pro 1 m³ Abwasser:

Anzahl

der

Beschickungen

Materialbedarf in m³ pro 1 m³ Abwasser bei einer Stufenzahl von

<M

j-¹ j-¹ za 7-¹ '"-o ~za

O O Ol

o iO o eo" co cvf

OJ ül O

"Ctt "o "o o o o

Für normale und dünne städtische Abwässer (entsprechend einem Wasserverbrauch von 100 1 pro Kopf und darüber) kann man bei einstufigen Anlagen mit 2 Beschickungen pro Tag rechnen und bei zweistufigen Ausführungen auf 3 Füllungen hinaufgehen. Dreistufige Anlagen sind zufolge ihrer hohen Kosten bisher nur ganz vereinzelt ausgeführt worden (z. ß. Hampton in England).

Zur Behandlung konzentrierter Abwässer macht Imhoff¹) den Vorschlag,

Rücksicht auf die Stufen-

pro Kopf der angeschlossenen Bevölkerung (ohne zahl) mindestens 130 1 Füllmaterial in Ansatz zu bringen.

Beträgt der tägliche Wasserverbrauch pro Kopf q 1, so wird 1 m³ Ab-1000

wasser von —— das Materialquantum:

Personen produziert, demnach wäre pro

1 m³ Abwasser

130

m³

erforderlich, sich hieraus:

Durch Verbindung mit der früher entwickelten Gleichung ergibt

i^-= S,33->

q    n

— ~ 40 — •

q = 39,4-

In dieser

verbrauch So ersieht man,

Form lassen sich die Beziehungen zwischen dem Wasser-Stufen und Beschickungen leicht überblicken, einstufigen Anlagen und einem Wasserverbrauch

in Deutschland. Mitteilungen

und der Zahl der daß sich bei

i) Imhoff, Die

der königl. Prüfungsanstalt etc Friedrich, Wasserbau.

biologische Abwasserreinigung

. etc. Heft 7 (1906).

Dritte Auflage.

II. Band.

47

von q

40 1 weniger als eine tägliche Beschickung ergeben würde. Da ein

derartiger Betrieb, wie noch gezeigt werden wird, eine zu große Beckenzahl erfordern würde, wird man — falls die Gefällsverhältnisse dies zulassen —

auch hier immer 2 Stufen anlegen.

In diesen lassen sich die einem Wasserverbrauche von 20—40 1 pro Kopf und Tag entstammenden Zuflüsse in 1—2 Beschickungen, jene von 40—60 1 pro Kopf in 2—3 Beschickungen bewältigen. Für q^-QO 1 wären zweistufige Anlagen bereits nach dem früher gegebenen Schema zu berechnen. Für <7 = 40—80 1 ergeben auch einstufige Anlagen schon 1—2 Beschickungen pro Tag.

Das erforderliche Körpermaterial ist beim Füllverfahren stets auf mehrere Einzelbecken zu verteilen, deren Zahl mit Rücksicht auf die Schwankungen der Zuflußmenge und die Anzahl der täglichen Beschickungen zu ermitteln ist.

Jede einzelne Beschickung umfaßt die Füllung, das Vollstehen, die Entleerung und die Lüftung des entleerten Beckens. Hierbei wird man stets trachten, die Lüftungsperiode angesichts der großen Bedeutung dieser Phase für die Regeneration des Adsorptionsvermögens möglichst lang auszudehnen. Die Dauer der Entleerung läßt sich durch entsprechende Dimensionierung der Drainage beliebig abkürzen; für die Zeit des Vollstehens genügen ¹/₂—2 Stunden. Da die tiefsten Körperschichten vom Momente des Beginnes der Füllung bis zur Beendigung der Entleerung vom Luftzutritte abgeschlossen sind und namentlich bei konzentrierten Abwässern erfahrungsgemäß ein Zeitraum von 6 Stunden hinreicht, um die Sauerstoffvorräte zu erschöpfen und die OxydationsVorgänge in Reduktions- und Fäulnisprozesse Umschlägen zu lassen, wird man trachten, die ersten 3 Phasen in weniger als 6 Stunden abzuwickeln.

Nachdem man beim Trockenwetterabfluß sowie auch beim Trennsystem bei einem Tagesquantum von Q m³ mit stündlichen Zuflußschwankungen von

^ in der Nacht und ^ bis in den stärksten Tagesstunden zu

rechnen hat, läßt sich die zur glatten Abwicklung des Betriebes erforderliche Beckenzahl b leicht berechnen.

Da bei n täglichen Beschickungen in jeder Stufe

etwa

48

s 1*0

m³ Hohlraumvolumen

vorhanden sein müssen, wird jedes Einzelbecken die Wassermenge ^ m fassen. Beschränkt man die Zeit für Vollstehen und Entleerung auf 2 Stunden,

so daß unter der oben begründeten Einschränkung für die maximale Füllungsdauer eines Beckens nur noch 4 Stunden verbleiben, so ergibt sich die Beziehung:

bn ' 48

d. h. es wird:

für

H CH CO

W'"*    ö**

Ol CD ^

womit auch die vorweggenommene Behauptung, daij bei kleiner Beschickungszahl das Korpermatenal auf viele kleine Becken verteilt werden müsse er-wiesen ist.    ’

Bei einem anhaltenden stündlichen Maximalzufluß dann jedes Becken bereits in der Zeit:

von

Q u • Q • ,

12 blS 1Ö Wlrd

bn~l2 ~~bnhlSTn:iÖ = T*'

also in 50—60 Minuten gefüllt sein.

Unter der Annahme, daß der Maximalzufluß mehrere Stunden hindurch

un\ei ändert anhalten würde, ergibt sich, daß das Aufnahmsvermögen

bis ö also — n 10    n

einer Stufe bereits in ^

n " 12

bis

10

wäre, demnach für:

— Stunden erschöpft

n = 2 in 5 —6 Stunden, n = 3 „ 3,2—4    „

auf welchen Zeitraum ein Beschickungszyklus reduziert werden müßte. Hieraus folgt, daß die oben berechneten Beckenräume lediglich das jederzeit in Bereitschaft zu haltende Aufnahmsvolumen darbieten, und daher zu mindest noch ein weiteres Becken gleicher Größe in Reserve zu halten ist, um auch außertourliche Ruheperioden gewähren und Entschlammungen ohne Betriebsstörung durchführen zu können.

Zwecks Reinigung der Regenwetterabflüsse des Sammelsystems, die zumeist nur anfänglich eine größere Konzentration aufweisen, werden vielfach noch besondere Füllkörper angelegt, die, weil nur vorübergehend im Gebrauche, auch eine stärkere Beanspruchung erfahren können.

Die Tiefe der Füllkörper wird zumeist mit 1—1,2 m bemessen. Größere Tiefen sind, selbst wenn das verfügbare Gefälle vorhanden wäre, im Hinblick auf die erschwerte Durchlüftung nicht zu empfehlen.

Die Becken sind jedenfalls wasserdicht anzulegen. Im undurchlässigen Boden kann diesbezüglich schon eine einfache Betonsohle genügen, während die Wände lediglich abgeböscht werden und Pflasterung oder einen Zement-

Doch ist auch hier die Herstellung solider Um

plattenbelag erhalten, fassungswände, welche bei weniger dicht gelagerten Böden, sowie im Aufträge immer herzustellen sind, vorzuziehen.

empfiehlt sich, welche mit werden Lichtweite in kleinen

Besonderes Augenmerk erfordert die Disposition der Drainage. Es die Sammler durch in der Sohle ausgesparte Rinnen zu bilden, Ziegeln oder Zementplatten mit offenen Stoßfugen abgedeckt

von

und als Nebendrains Drainröhrstränge

Abständen auf die Sohle aufzulegen. Die Drains

mindestens 80—100 mm

werden mit gröberem Material umhüllt. Sämtliche Sammler eines Beckens sind in einem Schachte zusammenzuführen, in welchem der Bedienungs-schieber angebracht wird. Es ist darauf zu achten, daß der Wasserspiegel dieses Schachtes nach stattgefundener Entleerung unter die Drainaus-mündüngen zu liegen komme, um die vollständige Durchlüftung des Körpers zu ermöglichen. Bei mehrstufigen Anlagen ist durch Anordnung eines gemeinsamen Gerinnes für die Abflüsse der primären Körper Vorsorge dafür zu treffen, daß die Becken der einzelnen Stufen in beliebigen Kombinationen Zusammenarbeiten können.

Fig. 305. Abwasser-Reinigungsanlage von Exeter, Füllverfahren mit automatischem Betrieb.

Die Korngröße des Beschickungsmateriales ist, gute Vorreinigung vorausgesetzt, bei einstufigen Anlagen mit etwa 5—10 mm, bei mehrstufigen Anlagen in den primären Becken mit 10—30 mm, in den folgenden Stufen mit 5—10 mm anzunehmen.

Zur Verteilung des Wassers genügt es nicht, dasselbe lediglich von einem Punkte aus zuzuführen, da sonst das anliegende Material zu stark beansprucht und rasch verschlammen würde. Vielmehr ist über der ganzen Körperoberfläche ein Netz von Verteilungsrinnen anzulegen. Hierzu verdienen halbierte Steinzeugrohre vor den wenig haltbaren hölzernen Rinnen den Vorzug (Fig. 305). In Manchester wird die Verteilung mit Hilfe eines Systems radialer, über die Köi peroberfläche aufgedämmter Furchen, die mit feinem Materiale ausgekleidet sind, bewerkstelligt (Fig. 306). Diese Art der

\ ei teilung, durch welche ein Teil der suspendierten Stoffe zurückgehalten wird, schützt zwar den Körper einigermaßen vor Verschlammung, verursacht aber im Betriebe ziemlich viel Instandhaltungsarbeit.

Es bestehen auch

Apparate zur automatischen Regelung der Beschickung der Füllkörper (Geiger, Karlsruhe; Septik Co., London; Adams, York; Mather & Platt, Salford; Arnes & Crosta, London). Dieselben sind jedoch sämtlich in der Anlage ziemlich kostspielig und namentlich bei strenger Winterkälte nicht absolut betriebssicher. Die Tendenz, den Betrieb vollkommen automatisch zu gestalten, stammt aus der Zeit, in der man glaubte, daß die Füllkörper bei regelmäßigem Betriebe keinerlei Instandhaltungsarbeiten bedürfen.

da»

sc:? : * *

-    v-

3x I

Fig. 306.

Füllkörper mit Furchen zur

Abwasser-Verteilung in Manchester.

aber zu

der Erkenntnis gelangt ist, daß die Anlagen

eine

nicht sich selbst überlassen werden dürfen, sondern sogar

Behandlung fordern, ist die Anwendung dieser Anlagen von geringerer Bedeutung geworden. Für keine ständige Wartung, wohl aber eine zumindest behalten dieselben allerdings ihren Wert; nach dem Heberprinzipe (ähnlich wTie die als Schwimmerarme wirkenden Apparate

nicht nur

sehr aufmerksame Apparate für größere kleinere Anlagen, welche tägliche Revision beanspruchen, diesbezüglich sind die einfachen automatischen Spülkammern) oder

Aufstellung wohl noch am

betriebssichersten.

bei frostsicherer

Wenngleich bei rationeller Füllkörper nur langsam fortschreitet, so

£ ^    - S^en u.    -

Vorbehandlung die Verschlammung der ist doch immer mit der Aotwendig-Dieselbe erfolgt durch

W aschung

sich hierbei ergebenden ziemlich bedeutenden Schlammengen müssen zum mindesten in Absitzbecken ausgeschieden und das stark verunreinigte Waschwasser einer neuerlichen Behandlung unterworfen werden. Da bei der Waschung auch das verwitterte Füllmaterial entfernt wird, ist auch diesbezüglich für entsprechenden Ersatz vorzusorgen.

Die Kosten einer solchen Entschlammung sind bedeutend und nach Maßgabe der hierbei verwendeten maschinellen Hilfsmittel mit etwa 2—6 K pro 1 m³ in Ansatz zu bringen. Bei sachgemäßer Vorbehandlung und Vermeidung einer Überanstrengung der Füllkörper im Betriebe dürfte sich die Notwendigkeit zur Vornahme der Entschlammung wohl kaum öfter als etwa alle 3 Jahre ergeben.

Zufolge ihrer etwas abweichenden Bauweise verdienen noch die Schiefertafelkörper nach J. W. Dibdin-London hervorgehoben zu werden. Dieselben bestehen aus einzelnen horizontalen Lagen von Schieferplatten (meist Abfall aus Schieferbrüchen), welche durch zwischengelegte Schieferklötzchen in Abständen von etwa 5 cm in wasserdichte, mit Sohlendrainage versehene Einstaubecken eingebaut werden und im Betriebe ebenso wie die gewöhnlichen Füllkörper behandelt werden. Solche Schiefertafelkörper besitzen anfänglich ein Hohlraumvolumen bis zu 80 °/o und erhalten zumeist nur von den gröbsten suspendierten Stoffen befreite Rohabwässer zugeführt. In dem Körper vollzieht sich ein ziemlich durchgreifender Sedimentationsprozeß, daneben aber auch eine Ausscheidung gelöster Stoffe durch Absorptionsprozesse. Die Körper bleiben bei den einzelnen Beschickungen nur kurze Zeit hindurch mit Abwasser gefüllt, und lassen sich in den Ruhepausen gut durchlüften, so daß der abgelagerte Schlamm auch durch höhere, sauerstoffbedürftige Organismen weiter verarbeitet werden kann. Bei allzuweit fortgeschrittener Schlammablagerung wird der Schieferplattenkörper durch Abspritzen mit Druckwasser gereinigt event. sogar vollständig umgeschlichtet. Der hierbei entfernte Schlamm ist bei sachgemäßem Betriebe so weit zersetzt, daß seine Weiterbehandlung keinerlei Schwierigkeiten verursacht. Fäulnisunfähige Abflüsse lassen sich in derlei Schiefertafelkörpern wohl nicht erzielen, und dienen dieselben daher auch nur zur Vorbehandlung der in Füll- oder Tropfkörper weiter zu oxydierenden Abwässer, ersetzen also nur Klär- oder Faulbecken unter entsprechender Modifikation der Schlammbehandlung.

c) Bauliche Ausgestaltung und Betrieb der Tropfkörper.

Die bereits beim Füllverfahren hervorgehobenen Gesichtspunkte gelten auch bezüglich der Eignung der verschiedenen Materialien zum Aufbau von Tropfkörpern, doch kommen beim Tropfverfahren nur die gröberen Sortimente in Betracht. Die Korngröße wird hier zumeist mit 3—10 cm, manchmal sogar noch höher gewählt.

Tropfkörper werden einstufig angelegt, und rechnet man für dünne und normale Abwässer pro 1 m³ Tageszufluß 1,0—1,4 m³ Körpermaterial. Bei konzentrierten Abwässern empfiehlt sich auch hier, nach der Imhoffschen Regel pro Kopf der angeschlossenen Bevölkerung 0,13 m³ Material in Ansatz zu bringen.

.. R Im Gegensätze zum intermittierenden Betriebe der Füllkörper erfolgt die Beschickung der Tropfkörper kontinuierlich, oder doch in so geringen wischenpausen, daß man wohl von einem ununterbrochenen Betriebe sprechen kann. Letzterer gestattet, sich den Zuflußschwankungen vollkommen an-zuschmiegen und braucht daher bei der Verteilung der erforderlichen Gesamtkubatur auf Einzelkörper nach dieser Richtung keine besondere Rücksicht genommen zu werden. Die Zahl der Körper erscheint lediglich von der Art der jeweils für die Wasseraufbringung gewählten Vorrichtungen abhängig. Ebenso entfällt die Beschränkung der Tropfkörperhöhe im Hinblicke auf deren Durchlüftbarkeit, und wird dieselbe, falls nicht die verfügbaren Gefäll-\ ei hältnisse bereits die Einhaltung bestimmter Grenzen erfordern, weit größer bemessen als beim Füllverfahren; doch darf man auch hier nicht über bestimmte Werte hinausgehen.

von

Wohl läßt sich durch Vergrößerung der Körperhöhe der zur Unterbringung der Anlage erforderliche Raum vermindern und auch an den Kosten für Unterbauten und Verteilungsvorrichtungen sparen; gleichzeitig wächst aber die pro Flächeneinheit aufzubringende bezw. die im Beharrungszustande pro Zeiteinheit den Körperquerschnitt passierende Wassermenge. Da außerdem die normalen Zuflußschwankungen im gleichen Sinne wirken, und die Abwasserverteilung sich nicht mit absoluter Gleichförmigkeit bewerkstelligen läßt, insbesondere aber die intermittierend arbeitenden Verteilungsvorrichtungen die tatsächliche Beaufschlagungsdauer der Flächeneinheit auf einen Bruchteil der Beschickungsdauer des ganzen Körpers reduzieren, treffen hier eine Reihe Umständen zusammen, die eine örtliche oder zeitweise Überlastung

einzelner Körperteile hervorbringen können. Denn die Vergrößerung der sekundlichen Durchflußmenge gibt immer zu befürchten, daß an Stelle des Tropfenfalles von Fragment zu Fragment sich Strömchen ausbilden, welche die gesamte Körperhöhe in einer vielmals kürzeren Zeit durcheilen als die einzelnen Tropfen. Hierdurch werden aber nicht nur Auswaschungen begünstigt, sondern event. sogar die für die Einwirkung der Adsorptionskräfte verfügbare Zeit ungebührlich abgekürzt.

Erfahrungsgemäß sinkt die Durchflußzeit bei sehr grobem Körpermaterial

und intermittierender Beschickung auf bei feinerem Material und kontinuierlicher Wasserverteilung 80—40 Minuten

nur 2—5 Minuten, während dieselbe

beträgt. *)

Aus

als etwa 1,8—2,5 m anzulegen.

Nachdem bei ordnungsmäßigem Betriebe das Hohlraumvolumen der nie vollständig mit Abwasser erfüllt sein kann, unterliegen die-keinem inneren Wasserüberdrucke. Bei Ausbildung der Um-

diesen Gründen erscheint es rätlich, Tropfkörper nicht höher

Tropfkörper

selben auch    ^

fassun-swände ist daher lediglich der Forderung zu entsprechen, das Material

zusammen zu halten und event. Stützpunkte für die Anbringung der Ab-

wa

sserverteilungsvorrichtung zu gewähren.

i) W. Clifford Surveyor XXXII, Nr. 820.

The Time of Passage of Liquids through percolating Beds.

Bei frei über Terrain stehenden Tropfkörpern aus grobem Material genügt es daher, die Umfassung aus einer mit schwachem Anzug versehenen Trockenschlichtung von Bruchstein oder besonders großen Schlack en-und Koksbrocken herzustellen und event. durch Umlegung von Schließen aus Bandeisen zusammenzuhalten. Feineres Material, das bei steiler Schüttung einen höheren seitlichen Schub äußert, wird in eine Ummantelung aus Zementmörtelmauerwerk, Stampfbeton oder Eisenbeton eingeschlossen. Jedenfalls sind auch in diesen Umwallungen zur Erleichterung des Luftzutrittes in verschiedenen Höhen Öffnungen auszusparen, an die sich tief ins Körperinnere reichende gelochte Steinzeugröhren oder Drainrohre anschließen.

Eine beachtenswerte (patentierte) Art der Umfassung hat die Firma Pittel & Brausewetter in Wien eingeführt. Dieselbe besteht aus Betonformstücken, welche durch vertikale Rundeisenstäbe zu einer Art Blockkette vereinigt werden und bei großer Billigkeit den Ansprüchen an die Festigkeit und Durchlüftbarkeit ausgezeichnet Rechnung tragen.

Als Unterbau der Tropfkörper eignet sich am besten eine Betonplatte, welche bei kreisrundem Körperquerschnitt als sanft geböschter Kegel ausgeführt wird und das gereinigte Wasser nach einer die Platte umziehenden abdeckbaren Rinne abfließen läßt. Mit Füßchen versehene tisch-, pult-oder halbkreisförmige Formziegel, welche in England zur Herstellung einer Art doppelten Bodens über der Betonsohle fast allenthalben angewendet werden und die Entwässerung und Durchlüftung des Körpers wirksam unterstützen, sind am Kontinente noch wenig in Gebrauch.

Bei rechteckiger Grundrißform erhält die Sohlplatte eine Abdachung gegen die den Längsseiten entlang ziehenden Abflußrinnen. Breitere Tropfkörper werden auch nach der bei den Füllkörpern angegebenen Art drainiert.

Zwingen die Niveauverhältnisse dazu, die Tropfkörper ganz oder teilweise in den Boden zu versenken, so sollten dieselben auch hier womöglich freistehend errichtet werden; zumindest aber müssen die äußeren Schichten aus möglichst grobem Material hergestellt werden, um auch einen guten seitlichen Luftzutritt zu gestatten.

Während sich die Wasserzufuhr zu den Füllkörpern in einfachster Weise bewerkstelligen läßt, ist die Wasserverteilung über die Tropfkörper eine weit schwierigere Aufgabe, deren rationelle Lösung besondere Beachtung erfordert, da jede Ungleichförmigkeit in der Beanspruchung mit einer Herabsetzung des sonst erzielbaren Effektes verbunden ist. Diesem Umstande ist es wohl in erster Linie zuzuschreiben, daß das Tropfverfahren angesichts seiner Überlegenheit in bezug auf Leistungsfähigkeit und Einfachheit in Anlage und Betrieb das Füllverfahren noch nicht ganz verdrängt hat.

Namentlich in England steht eine ganze Reihe im mehrjährigen Betriebe erprobter Abwasserverteilungs Vorrichtungen im Gebrauche, welche den an sie gerichteten Anforderungen mit mehr minder großer Vollkommenheit zu entsprechen vermögen; doch stellen sich dieselben in der Anlage zumeist recht kostspielig. Nach ihrer Wirkungsweise lassen sich dieselben in nachstehende Gruppen einteilen:

a) Stabile Verteiler.

0>

sirr«Zrii    ä:

törper abtropft. Dieselben ei^en“    kkS AnTagetdfsifmr'

U schwer ausfallen und besondere Stützkonstruktio

aus

von

größere Flächen fordern würden

nen er-

der Körperflä^h^he^e^⁰¹¹ v °rfnge’ Nottmgham). Von einzelnen über

von verschiedener Lfn^e“ Verte,1™«srin"“ "8® beiderseits Blechnasen scmedener Lange vor, von denen das Abtropfen erfolgt

r) Kipprinnen (Col. Ducat, W. E. Farrer, Birmingham) Auf einer urchlaufenden Längsachse befestigte und der Länge nach fn zwei Kammern

p mm.

Fig. 307. Tropfkörper aus Steinscklag mit Abwasser-Versprüher in Birmingham.

geteilte Rinnen werden alternierend mit Abwasser gefüllt, wodurch ein Kippen der Rinne, sowie ein Ausgießen des Inhaltes über die benachbarte Körperfläche bewirkt wird.

d) Versprüher. Dieselben stehen in großem Maßstabe auf den Tropfkörpern von Salford, Birmingham (Fig. 307), sowie Columbus und Reading in den Vereinigten Staaten in Verwendung. Der ganze Tropfkörper ist hierbei mit einem Druckrohrnetz überzogen, auf dem nach Maßgabe des verfügbaren Überdruckes in größeren oder kleineren Abständen Streudüsen angebracht sind, welche die Abwässer regenartig zur Verteilung bringen. Durch entsprechende Bohrung der Düsen bezw. durch Anprallen des Wasserstrahles an einen Konus oder lemniskatenförmige, feststehende oder bewegliche Bleche wird eine feine Zerstäubung des Strahles erzielt. Die Gleichförmigkeit der Verteilung läßt bei wechselndem Wasserdrücke und insbesondere bei windigem Wetter manches zu wünschen übrig. Auch sind die feinen Aus-

trittsöffnungen der Verstopfung ausgesetzt und bedürfen daher beständiger Aufsicht. Endlich führt die Methode bei Aufbringung stark vorgefaulter Abwässer zu Geruchbelästigungen.

b) Rotierende Verteiler für kreisförmige Tropfkörper. a) Drehsprenger (Sprinkler), (Fig. 308), bestehen aus Röhrenkreuzen mit 3—6 Armen, welche auf einem Zentralzapfen gelagert und bei größerer Armlänge durch Zugschließen mit einer Zentralsäule verspannt sind. Dieses Röhrenwerk ist einseitig mit einer Lochung versehen und gerät nach dem Prinzipe des Segnerschen Rades in Rotation. Durch Anbringung von Kugellagern, Entlastung durch Schwimmer, Ersatz der Stopfbüchsen

fl

timt.

■i

Fig. 308. Tropfkörper aus Koks mit Drehsprengern in Wilmersdorf bei Berlin.

durch Labyrinth-Dichtung, Quecksilberverschlüsse und ähnliche Mittel zur Herabsetzung der Reibungswiderstände (Konstruktionen von Candy, Adams, Ham, Baker & Co., Carlton Engineering Co., London, Geiger, Karlsruhe, Wurl, Berlin-Weißensee), ist es gelungen, Drehsprenger von Durchmessern bis zu 50 m bei einer wirksamen Druckhöhe von nur 25—50 cm in Bewegung zu erhalten.

Durch entsprechende Austeilung der Austrittsöffnungen, deren gegenseitiger Abstand von Zentralzapfen aus abnimmt, läßt sich ein hoher Gleichförmigkeitsgrad in der Wasserverteilung erzielen. Da die größeren Typen namentlich bei freistehenden hochgebauten Tropfkörpern in ihrer Bewegung durch den Wind stark beeinflußt werden, hat man die einzelnen Arme mit Klappen versehen, welche sich unter dem Winddrucke öffnen

bezw schließen; übrigens läßt sich auch durch Erhöhung der Umfassung wunde über dte Körperfläche ein wirksamer Windschutz erzielen Andere Konstrukteure (Mather & Platt, Salford, haben das Röhrenwerk durch „ ' ’a‘ au,Sehangte offene Gerinne ersetzt, die das Wasser durch Boden-offnungen oder an einer adjustierbaren Oberschlagskante austreten lassen, und durch eine am Aufhängungspunkte angebrachte Turbine oder einen Elektromotor in Bewegung gesetzt werden.

oder

auch eine Spülung der Austrittsöffnungen erwartet,

an-

. Bei stark wechselnden Zuflußmengen, die sich namentlich bei kleinen Anlagen oft ergeben, müssen den Drehsprengern Kippgefäße durch Heberwirkung zu entleerende Ausgleichsbehälter vorgeschaltet werden, um die zum Betriebe erforderliche Aufschlagwassermenge durch Aufstau zu gewinnen. Von verschiedenen Autoren wird dieser intermittierende Betrieb, von dem man grundsätzlich für alle Drehsprenger verlangt. Dann erfolgt aber stets vor Eintritt der Bewegung sowie beim Stillstand längere Zeit hindurch ein Ausgießen von Abwasser auf derselben Stelle, das, wie schon begründet, nicht als besonders wünschenswert bezeichnet werden kann. Als besonders passungsfähig erweist sich der Drucksprenger System Geiger, dessen Arme von der Zentralsäule in verschiedenen Höhen abgehen und sich hierdurch bei Schwankungen in der Zuflußmenge bezw. im Druck automatisch einschalten und ausschalten. Bei größeren, aus mehreren Einheiten bestehenden Anlagen, welche ohnehin eine ständige Wartung benötigen, scheint es ratsamer, den Zuflußschwankungen durch alternierende Außerbetriebsetzung einzelner Körper Rechnung zu tragen.

Von allen Mechanismen zur Tropfkörperbeschickung haben die Drehsprenger zufolge ihrer relativen Billigkeit und Einfachheit in der Montage die größte Verbreitung gefunden.

Birch Killon & Co., Manchester) um einen Zentralzapfen,

ß) Scott-Moncrieff-Verteiler (Manlove Alliott & Co., Nottingham). Ein einerseits von einem Zentralzapfen, andererseits von einem auf einer Rundschiene laufenden Wagen mit Motorantrieb gestützter Gitterträger trägt ein Gerinne, das, vom Zentralzapfen aus gespeist, das Abwasser über eine Anzahl von adjustierbaren Überfällen austreten und von vorspringenden Rippen abtropfen läßt. Der Apparat sichert die vollkommenste Gleichförmigkeit der Verteilung, ist aber in Anlage wie Betrieb äußerst kostspielig.

y) Der „Fiddian“-Verteiler (von läuft wie der vorbeschriebene auf einer Rundschiene

einer Serie auf gemeinsamer Achse aufgekeilter Zellenräder, das Zufließen des Abwassers in Rotation versetzt werden und durch ein Vorgelege dem auf der Rundschiene laufenden

Die

und besteht aus welche durch ihre Bewegung

leichter

selbst bewegt wird, stellt er

der Apparat ströme

Scott-Moncrieff-V erteiler.

Wasren mitteilen, wodurch das ganze System in Bewegung komait 7ellenräder gießen ihren Inhalt direkt auf die Körperoberfläche aus. Nachdem gebaut ist als der vorbeschriebene und vom Abwassei-sich auch wesentlich billiger als dei

c) Verteiler mit fortschreitender Bewegung.

Der Fiddian-Verteiler wird auch für Tropfkörper von rechteckiger Grundrißform ausgeführt und seine hin- und hergehende Bewegung dadurch eingeleitet, daß auf der durchlaufenden Achse Zellenräder mit entgegengesetzter Drehrichtung alternierend angebracht sind und das Wasser durch eine Reversiervorrichtung dem einen oder anderen Zellensystem zugeführt wird. Hierdurch ändert auch der die Achse tragende, auf Längsschienen laufende Wagen seine Bewegungsrichtung.

Ein nach ähnlichem Prinzipe (Wicks-Dodd, von Ham, Baker & Co., Birmingham) gebauter Apparat ist in Fig. 309 dargestellt. Auf diesem Bilde ist auch die Art der Wasserzufuhr aus einem höher gelegenen Gerinne durch Vermittlung eines Hebers ersichtlich.

Fig. 309. Tropfkörper mit Zellenrad-Verteiler (nach Wicks-Dodd) in Wednesburry.

Die nach dem Prinzipe der Zellenräder gebauten Abwasserverteiler zeichnen sich dadurch aus, daß an denselben feine, durch die suspendierten Stoffe verlegbare Öffnungen vermieden sind. Auch findet ihre fortschreitende Bewegung, wenngleich verlangsamt, selbst bei den kleinsten Zuflußmengen statt, und ist somit die Wasserverteilung jederzeit eine durchaus gleichförmige.

Ein ebenfalls für hin- und hergehende Bewegung auf rechteckigen Tropfkörpern bestimmter Verteiler wurde (von Willcox & Raikes in Birmingham) für die Abwasserreinigungsanlage von Hanley gebaut. Derselbe besteht aus einem auf Schienen laufenden Wagenpaar, das eine Röhre mit Ausgußöffnungen trägt und an einem über Gleitrollen und Spannvorrichtung laufenden endlosen Kabel durch ein elektrisch angetriebenes Vorgelege mit Reversiervorrichtung in Bewegung gesetzt wird.

B. Reinigung und landwirtschaftlich

e Verwertung der Abwässer.

749

n. .    d) Die Dunbarsche Deckschicht.

deckenden Lage von' feingesiebter    "ber‘

mit gleichförmigem, rundlichem Korn und etwa *1-2 °der scharfem Sande welche auf einer Stützsrhinhf o f . ,    ^ a 1    - mm k°rndurchmesser,

vor dem Hineinfaltenm    daS Deckmateriai

muß sie in der Aufeinander^? \    ¹ ropfkörpermaterial zu hindern hat,

werden und fS«' datrtf    "»**** abgestimmi

Brockenmaterial ist Hie f-    US| gröber das unterliegende

°'if¹, ‘f: H,erfur «““gt zumeist eine Stärke von o₀-4₀ cm Die

Verteilung fuHhr'd 7“ p'"0 Cm ^ auf®ebrach‘ “d -folgt die Wasser-ng auf ihr durch ein Rinnensystem wie beim Füllverfahren (Fig. 310)A)

■ 'S,

Ä ...

L. '' - j

Fig. 310. Tropfkörper mit Deckschicht nach Dunbar (während der Beschickung) in Unna.

Sobald sich die Deckschicht im Betriebe verschlammt und dann einen wachsenden Durchgangswiderstand entgegenstellt, muß das Wasser auf ihr in dünner Schicht aufgestaut werden. Zu diesem Zwecke wird die Deckschicht den Rändern des Körpers schalenförmig in die Höhe gezogen. Zeitweise muß die Decklage ähnlich wie ein Wasserwerksfilter nach vorhergehender Trockenlegung geschält werden. Ein Aufharken der verschlammten Decke ist zu vermeiden, wohl aber kann dieselbe nach der Schälung etwas aufge-

an

lockert werden.

Im Betriebe erfordert diese Verteilungsart eine sorgfältige Überwachung, ein Durchreißen der Decklage eine örtliche Überlastung des Tropf-und einen Austritt ungereinigten Wassers zur Folge hat.

nachdem

körpers

i) C. Modersohn: Die biologische Kläranlage der Stadt Unna. Gesundheitsingenieur XXXII, Jahrg. 1909, Nr. 4.

Während in den Füllkörpern eine Schlammanhäufung stattfindet, welche das nutzbare Hohlraumvolumen sowie die Mengenleistung herabsetzt und kostspielige Waschungen erfordert, kommen derartige Verschlämmungen der Tropfkörper fast nie vor, da hier eine dauernde Ausspülung des abgebauten Materiales Platz greift.

d) Nachbehandlung der Abflüsse künstlicher biologischer Anlagen.

In der Mehrzahl der Fälle dürfte sich die Ausscheidung der Suspensa ■schon als hinlänglich erweisen. Diesbezüglich gelten die beim Sedimentationsbetrieb erörterten Gesichtspunkte. Nur bei sehr ungünstigen Vorflutverhält-nissen oder im Falle, daß die Abflüsse bis zur Erreichung der Vorflut noch längere Grabenstrecken in unverdünntem Zustande zu durchfließen hätten, kann auch eine gründliche Nachbehandlung wünschenswert werden. Dieselbe .erfolgt am zweckmäßigsten in künstlich angelegten Sandfiltern (Chorley-Filtern), die ebenso wie die Bodenfiltration intermittierend betrieben werden müssen. Hierbei genügt es, pro 1 m³ Tageszufluß 1 m³ Sand zu rechnen. Durch derartige Filter läßt sich insbesondere eine wirksame Herabsetzung des Keimgehaltes erzielen.

Auf Grund einer mehrfach gemachten Beobachtung mag hier auf einen wiederholt konstatierten Fehler bei der Inbetriebsetzung der Nachfilter hingewiesen werden. Erfolgt dieselbe gleichzeitig mit jener der biologischen Körper, so fließen ihnen aus den noch nicht entsprechend eingearbeiteten Körpern fast unveränderte Rohwässer zu. Diese Belastung übersteigt die Leistungsfähigkeit des Sandes, und treten daher bald Verschlämmungen oder sogar Fäulnisprozesse auf, die später unter hohem Kostenaufwande behoben werden müssen, wenn es nicht zu einer Verschlechterung der in den -einstweilen eingearbeiteten Körper erzielten guten Abflüsse kommen soll. Es empfiehlt sich daher, derartige Nachfilter erst nach entsprechender Einarbeitung der Hauptanlage in Betrieb zu nehmen. Ähnliche Erscheinungen ergeben sich, wenn die zwischen die Körper und die Sandfilter einzuschaltenden Absitzbecken nicht regelmäßig gereinigt werden und der hier ausgeschiedene Schlamm bei allzulanger Lagerung unter Wasser in Fäulnis übergeht.

e; Einfluß der Winterkälte auf den Betrieb des künstlichen biologischen Verfahrens.

Die anfänglich gehegte Befürchtung, daß die künstlichen biologischen Verfahren unter den strengeren Bedingungen des kontinentalen Winters versagen würden, hat sich erfahrungsgemäß als unberechtigt erwiesen. Die in den Faulbecken und Oxydationskörpern ablaufenden Umsetzungen sind stets mit Wärmeentwicklung verbunden, welche im Verein mit dem auch im Winter nicht zu stark absinkenden Wärmeinhalte der Abwässer zur Aufrechterhaltung des Betriebes genügt.

Immerhin erscheint es geboten, Wärmeverluste nach Tunlichkeit .einzuschränken. Dies gilt insbesondere bezüglich der freistehenden Tropfkörper, deren äußere Schichten im Winter leicht vereisen, sowie hinsichtlich .der empfindlichen Verteilungsmechanismen. Kleine Anlagen wird man daher in strengen Klimaten wenigstens provisorisch überdachen. Bei größeren

f) Bau- und Betriebskosten des künstlichen biologischen Reinigungsverfahrens

an-

sich derzeit noch schwer aufstellen. Die in dieser Richtung in England, das '> 1 c lc meisten und ältesten derartigen Werke besitzt, gewonnenen Erfahrungen lassen sich auf kontinentale Verhältnisse kaum übertragen. Denn abgesehen von der Verschiedenheit von Bodenpreisen und Arbeitslöhnen sind ja viele der dortigen Anlagen aus schon bestehenden chemisch-mechanischen Kläranlagen durch Umbau hervorgegangen, und sind auch die Ausmaße durch besondere behördliche Vorschriften festgelegt. Außerdem wechseln die Anlagt kosten, namentlich mit Rücksicht auf die stets eine Hauptpost bildende Beschaffung des Körpermaterials, so stark, daß hier mit Durchschnittswerten kaum gerechnet werden darf. Auch fällt die Größe der Anlage stets stark ins Gewicht. Für die Verhältnisse Österreichs und Deutschlands wird man als rohe Grenzwerte der Anlagekosten für mittlere und große Verhältnisse etwa 5—15 K, für kleine und kleinste 20—50 K pro Kopf nehmen dürfen. Noch unsicherer gestaltet sich eine allgemeine Voreinschätzung der zu erwartenden Betriebskosten. Daß dieselben nicht so gering sind, wie man anfänglich erwartete, kann angesichts der stets beträchtlichen Kosten der Vorreinigung und der periodischen Aufwendungen für Waschung und teilweisen Ersatz des Körpermateriales nicht überraschen. Einschließlich der Kosten für Tilgung und Verzinsung des Anlagekapitales wird man bei großen und mittleren Betrieben mit etwa 1—2 K, bei kleinen Anlagen mit 3—6 K pro Kopf und Jahr zu rechnen haben.

Zur Gewinnung näherer Anhaltspunkte bei der Veranschlagung von Spezialfällen sei hier nochmals auf die schon zitierte (S. 737) Arbeit Imhoffs über die einschlägigen Verhältnisse Deutschlands hingewiesen.

g) Desinfektion vorgereinigfer Abwässer.

Wässer ganzer

wünschenswert, pathogene Keime möglichst schon am Produktionsorte zu wofür eine strenge Nahrungsmittelkontrolle, strikte Durchführung

Die bisher bekannten Abwasserreinigungsverfahren gewährleisten wohl eine mehr minder starke Herabsetzung der Zahl und Virulenz, aber nie eine vollständige Vernichtung pathogener Keime. Angesichts der technischen und finanziellen Schwierigkeiten, welche der fortlaufenden Desinfektion der Ab-Gemeinwesen entgegenstehen, wäre es wohl in erster Linie

der Anzeigepflicht verdächtiger Krankheitsfälle, Isolierung der Infektionsträger und eine fortlaufende sachgemäße Desinfektion am Krankenbette notwendig ist.

Dann flüsse von Spitälern,

Anlagen sollte man sich des wirksamen p an zu ng gegen Schneetreiben und nicht entäußern.

besondere

umpackt.

Schutzes, den eine dichte Um-Windanprall zu gewähren vermag,

FÜU wenn rmanbHn V W?*er flbe,h“P*    » befürchten, ins-

wenn man die Verte.lungsrinnen mit grobem Körpermateria!

wird sich eine ständige Abwasserdesinfektion wohl auf die Ab-insbesondere deren Infektionsabteilungen, Desinfektions-

anstalten, Schlachthäuser, Leder-, Haare-, Lumpen- u. dergl. verarbeitende Gewerbe und Industrien beschränken lassen, und wäre dieselbe nur in besonders schweren Epidemiezeiten auch auf die Gesamtabwässer auszudehnen.

Unter den verschiedenen zur Desinfektion von Kanalwässern in Untersuchung gezogenen Mitteln hat sich bisher nur der Chlorkalk als praktisch verwendbar erwiesen. Derselbe enthält ja nach Herstellungsverfahren, Alter und Art der Aufbewahrung 25—35 °/₀ aktives Chlor und wirkt, den Abwässern zugesetzt, im Vergleiche zu Ätzkalk nur schwach niederschlagsbildend. Immerhin zeigt aber auch der Chlorkalk selbst in starker Konzentration und bei langer Einwirkungszeit nur verhältnismäßig geringe Tiefenwirkung. Demgemäß kommt seine Verwendung praktisch erst dann in Frage, wenn dem Abwasser die Suspensionen von mehr als etwa 1 mm Teilchengröße mit Hilfe von Mechanismen oder durch Beckenklärung entzogen wurden. Die hierbei ausgeschiedenen Rückstände müssen als stark keimführend selbst wieder unschädlich gemacht werden. Dies kann bei Rechen- und Siebrückständen durch vollständige Durchtränkung mit kräftigen Desinfektionsmitteln, durch Erhitzen auf zumindest 70° C. oder Verbrennen bewirkt werden, während für den Klärschlamm wohl nur eine Durchmischung mit keimtötenden Mitteln oder Behandlung mit überhitztem Wasserdampf in Frage kommt. Um in den entschlammten Abflüssen Cholera- und Typhuskeime mit Sicherheit anzutöten, ist ein Chlorkalkzusatz im Verhältnisse von 1 : 2000 bis 1:5000 bei zumindest 4ständiger Einwirkungszeit erforderlich; daher setzt diese Behandlungsart Beckenräume von beträchtlicher Größe voraus.

Faulkammerabflüsse, welche nur feinste Suspensa enthalten, da insbesondere die mit pathogenen Keimen stark durchsetzten Kotballen und Darmschleim durch den Faulprozeß eine vollständige Auflösung erfahren, lassen sich etwas leichter desinfizieren. Hierbei bleibt allerdings zu beachten, daß der in den Faulkammerabflüssen oftmals in beträchtlicher Menge enthaltene Schwefelwasserstoff ein starkes Chlorbindungsvermögen äußert und demgemäß auch die Wirksamkeit des Chlorkalkes herabzusetzen vermag. Immerhin dürfte sich der gewünschte Erfolg stets erzielen lassen, wenn den Abflüssen bei Abwesenheit von Schwefelwasserstoff Chlorkalk im Verhältnisse 1: 10000, bei Anwesenheit dieses Gases in der Dosis 1: 2500 bis 1 : 5000 zugefügt wird. Die Einwirkungszeit ist hierbei mit etwa 3 Stunden zu bemessen. Im gut durchgefaulten Faulbeckenschlamm läßt sich durch Chlorkalkzusatz im Verhältnisse 1 : 2500 eine vollständige Abtötung sämtlicher Bakterien erzielen.

Die mit den angegebenen Mengen von Chlorkalk behandelten Klärbecken und Faulraumabflüsse weisen stets einen Überschuß an freiem Chlor auf und dürfen daher auch nicht unmittelbar in Flüsse mit wertvollem Fischbestande abgeleitet werden, da nach Weigelt freies Chlor selbst noch im Mengenverhältnisse von 0,00025 °/₀₀ auf empfindliche Fische (insbesondere Salmoniden) schädigend wirkt. Dementsprechend müßte bei ungünstigen Vorflutverhältnissen zumindest eine Bildung des freien Chlores durch Eisenvitriolzusatz vorgenommen werden.

behandlung^auf a^vctetirÜtChior Cllthaltenden Abflüsse der Nacheine schMi^Lg™terzogen "«>«. °h-dieser Körper zur Folae    hTb    f f P™' der Leistungsfähigkeit

von Professor Dr n T    baben' Auch dleses Verhalten wurde zuerst

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diCehiführdni T°IOhgiSkhdr ^Örp"rdav°llds“ndiroxyd”rtbwird! SneErkt^fe hj-Kienischen GrOnd^woU^^“^^

ürT besucht fT tbWäSfr in freistehende und von geflügelten Insekten gern besuchte Oxydationskörper einzuleiten.

von intermittierenden wurde eine Desinfektion bisher nirgends

Auf die zumeist wesentlich keimärmeren Abflüsse Bodenfiltern und Rieselfeldern ausgedehnt.

h) Der gewachsene Boden als Oxydationskörper.

unver-

Die Verwendbarkeit der verschiedensten Materialien zum Aufbau künstlicher biologischer Körper sowie die Möglichkeit, den Grad der Reinigung den örtlichen Bedürfnissen genau anpassen zu können, bilden den kennbaren Vorzug des künstlichen biologischen Verfahrens. Denn hiermit wird der Reinigungsbetrieb zu einer technisch überall durchführbaren Maßregel und seine Vornahme lediglich eine Kostenfrage.

Bezüglich der Durchführbarkeit der natürlichen biologischen Verfahren herrscht nicht die gleiche Freiheit. Denn hier ist von Anfang an mit einer bestimmten Beschaffenheit des als Medium dienenden gewachsenen Bodens zu rechnen. Hiermit entzieht sich aber auch eine Reihe der für den Reinigungseffekt maßgebenden Faktoren der willkürlichen Beeinflussung.

Während selbst sehr feinkörnige Füll- oder Tropfkörper immer nur eine verschwindend geringe absolute Wasserkapazität besitzen, äußert der gewachsene Boden, seiner Struktur entsprechend, einerseits eine wesentlich geringere Durchlässigkeit für Wasser und Luft sowie andererseits ein vielmals größeres Vermögen zur dauernden Zurückhaltung des Wassers. Diese Eigenschaften lassen sich durch künstliche Maßnahmen nur innerhalb beschränkter Grenzen ändern. In diesem Verhalten liegt der Grund der geringeren quantitativen Leistungsfähigkeit der natürlichen biologischen Verfahren.

Im folgenden wird die Bezeichnung „intermittierende Bodenfiltration“ für jedes nach dem biologischen Prinzipe auf gewachsenem Boden

n Dr Dunbar und Dr. Zirn, Vierteljahrsschrift f. gerichtliche Medizin,

Fol ' Bd 16 Supplementheft.-Dr. Schumacher, Gesundheitsingenieur XXVIII,

Nr 22-24. - Dr. Schwarz, Gesundheitsingenieur XXIX, Nr. 51. - Dr. Kranepuhl, Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt, Heft 9.    — Dr. Kurbjuweit e en a,

tt ft o _ Dr E Glaser, Über die Desinfektion von Fäkalien und städtischen Sielwassern etc. Archiv für Hygiene, Bd. LXXVII, 1912, Nr. 4, 5, 6.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

Die Anlagen zur rationellen landwirtschaftlichen Verwertung der Abwässer werden in einem eigenen Abschnitte besprochen.

durchgeführte Reinigungsverfahren angewendet, bei dem auf eine landwirtschaftliche Nutzung des Geländes kein Wert gelegt wird.

Mit dem Namen „Rieselfeld“ sei jede nach dem gleichen Prinzipe betriebene, aber auch landwirtschaftliche Nutzung anstrebende Abwasserreinigungsanlage bezeichnet, welche das Hauptgewicht auf die Erzielung eines angemessenen Reinigungserfolges legt. Eine bestimmte Vorstellung bezüglich der Art der Wasseraufbringung sei mit diesem Namen nicht verknüpft.

Hinsichtlich der Wasser Verteilung verhält sich die intermittierende Bodenfiltration und die Bodenberieselung ähnlich wie ein Tropfkörper mit Deckschicht. Hingegen hängt es von besonderen Umständen ab, ob sich in den tieferen Bodenschichten die für das Tropfverfahren oder für das Füllverfahren charakteristischen Vorgänge abspielen.

Durchlässigkeit des Bodens und Art der Entwässerung sind hierbei die maßgebenden Faktoren.

Solange das Hohlraumvolumen noch nicht vollständig erfüllt ist, wird sich das in die oberen Bodenschichten eingedrungene Wasser vorerst vertikal nach abwärts bewegen, bis es den natürlichen Grundwasserstrom oder den durch die Drainage künstlich festgelegten Wasserspiegel erreicht.

Liegt diese Grenzfläche tief, so daß sie erst vom vollständig gereinigten Wasser erreicht wird und ist auch das natürliche Transportvermögen des Grundwasserstromes oder die Leistungsfähigkeit der Drainage so groß, daß der vermehrte Wasserzufluß von oben keine erheblichen Spiegelschwankungen hervorzubringen vermag, so liegen die Verhältnisse genau wie beim künstlichen Tropfverfahren.

Nur wird hier das durch die Wasserkapazität des Materials festgehaltene Wasser an der Bewegung keinen wesentlichen Anteil nehmen. Denn es ist in erster Linie das jeweils frisch zufließende Wasser, das durch die nicht kapillaren Zwischenräume nach abwärts sinkt und nur zum geringsten Teile der durch den Neuzufluß verdrängte Inhalt der kapillaren Hohlräume, ein Verhalten, daß von Dunbar und seinen Mitarbeitern¹) auch experimentell verfolgt wurde.

Kapillar festgehaltenes Wasser wird erst durch Verdunstung sowie insbesondere durch die Transpiration der Pflanzen, also namentlich auf den Rieselfeldern, mit in den Kreislauf einbezogen.

Solche ideale Boden- und Grundwasserverhältnisse sind äußerst selten. Von einzelnen der nordamerikanischen Bodenfiltrationsanlagen abgesehen, finden sie sich beispielsweise auf einigen Bezirken der Pariser Rieselfelder (Genevilliers, Merry-Pierrelaye), wo eine systematische Drainage angesichts der tiefen Lage und der hohen Durchlässigkeit des Grundwasserträgers ganz entfallen konnte und zur Entwässerung lediglich wenige tiefe offene Gräben und kurze Sickerrohrleitungen anzulegen waren.

*) Dr. Kammann und Dr. Carnwath, Über intermittierende Bodenfiltration. Gesundheitsingenieur, Jahrg. XXIX, Nr. 42.

Stark beanspruchten Rieselfeldefn dveoSnG™d™ssersPieSels den überaus kostspieliger Maflnahmen verursacht Hier entzo b“"if a— Re‘he Sehr lässigen Untergrund des hoch gelegenen RieseSe,n f“ “ de“ durch' innerhalb des Rieselbezirkes fast vnm-o    a eingedrungenen Wässer

uj.    ““

"“h“ l“dl'

ein h andere Erscheinung wird auftreten, wenn der Grundwasserstand ein hoher ist und die natürliche oder künstliche Drainage zufolge einer geringen Durchlässigkeit des Grundwasserträgers so langsam wirkt, daß sie nicht in der Lage ist, die bei der Beschickung vom Boden aufgenommenen Wassermengen aus letzterem in gleich raschem Tempo wieder zum Abfluß zu bringen.

Dies wird insbesondere dann stattfinden, wenn die Bodenflächen längere Zeit hindurch in stärkerer Schicht überstaut werden und das Wasser unter Druck in den Boden eintritt. Dann muß sich der Bodenwasserspiegel mit zunehmender Füllung der nicht kapillaren Räume allmählich heben, um endlich sogar die Bodenoberfläche zu erreichen. Da dann auch alle das Kapillarwasser tragenden Menisken verschwinden, wird bei noch weiter anhaltendem Wasserzuflusse der gesamte im Boden eingeschlossene Wasserkörper an der Bewegung teilnehmen und eine allmähliche Erneuerung erfahren.

Die Verhältnisse liegen dann gleich, wie in einem Füllkörper, dessen Beschickung nach erreichter Füllung bei geöffnetem Ablauf weiter fortgesetzt wird, eine Betriebsweise, zu der man sich bei zu klein bemessenen Anlagen namentlich zu Regenzeiten gelegentlich entschließen mußte. Auch auf Rieselfeldern wurde in früherer Zeit vielfach in ähnlicher Weise verfahren, indem die Abwässer insbesondere zur Winterszeit wochenlang in tiefen Becken (Staubassins) eingestaut blieben.

pausen

nicht nur mangelhafte Reinigungseffekte erzielt werden, sondern auch die Oxydationskörper selbst eine Schädigung davontragen.

Ähnliche Verhältnisse herrschten übrigens auch auf einzelnen älteren

man seinerzeit in Ermangelung eines ge-

Nach den früheren Ausführungen über die Bedeutung der Regenerierungskann es nicht überraschen, daß bei einer derartigen Betriebsführung

englischen Rieselfeldern, welche

eigneteren Reinigungsverfahrens auf schwer durchlässigen Böden anlegen Hier blieb das Schluckvermögen des Bodens selbst nach der Drainie-im Vergleiche zum Abwasserzufluß so gering, daß das Hauptquantum den Boden versinken konnte, sondern über die Oberfläche zum Ab-

Unter solchen Umständen konnte über

mußte.

rung

nicht in

fluß gelangte (Broad Irrigation), haupt nur eine dünne Bodenschicht als biologischer Körper wirken, dessen Aufnahmsvermögen, wenn nicht sehr ausgedehnte Landflächen zur Verfügung

Ständen sich stets rasch erschöpfte.

Da wegen Mangel an Gelände zur Einhaltung eines entsprechenden

gönnt

Rewässerungszyklus zumeist nicht einmal die erforderlichen Ruhepausen gewesen ^konnten, die in Anbetracht der hohen Wasserkapazität und

der schweren Durchlüftbarkeit gerade hier besonders lang zu bemessen gewesen wären, erklären sich ungezwungen die unzulänglichen Reinigungswirkungen auf derart betriebenen Rieselfeldern. Dieselben wurden daher nach Ausbildung des künstlichen biologischen Verfahrens teils entsprechend entlastet (Leicester, Bolton), teils sogar ganz außer Betrieb gesetzt.

Für Neuanlagen kommen derartige Böden dermalen kaum mehr in

Betracht.

Wird hingegen die Abwasserzufuhr schon eingestellt, bevor der während der Beschickung allmählich angestiegene Bodenwasserstand jenes Niveau überschritten hat, in das die Wässer zufolge ihres Hindurchganges durch die aktiven oberen Bodenschichten (Reinigungszone) in bereits vollkommen oder doch zumindest weitgehend gereinigtem Zustande gelangen, so wird sich auch durch eine zeitweilige Füllung des gesamten Hohlraumvolumens dieser unteren Zonen keine Störung des Reinigungsvorganges ergeben Denn letzterer dient dann lediglich zur vorübergehenden Magazinierung der das Aufnahmsvermögen der Drainage übersteigenden gereinigten Zuflüsse (Ausgleichszone).

In diesem Falle würde gewissermaßen ein (durch die Reinigungszone repräsentierter) Tropfkörper über einem Füllkörper (Ausgleichszone) gelagert sein. Da letzterer dann nur weitgehend vorgereinigte Zuflüsse empfängt, kann er auch eine längere Periode des Vollstehens und eine nur langsam fortschreitende Entleerung schadlos ertragen.

ge-

Durch eine den jeweiligen Durchlässigkeitsverhältnissen angepaßte Regelung der Intensität und Dauer der Beschickung, insbesondere aber durch entsprechende Ausgestaltung der Drainage dürfte sich die vollständige, räumliche Trennung von Reinigungs- und Magazinierungszone zumeist erreichen lassen; zumindest aber kann durch sachgemäße Anlage und Betriebsführung ein Übergreifen beider Zonen, welches mit einem Füllbetrieb in dieser meinschaftlichen Zone gleichbedeutend wäre, zeitlich stark beschränkt werden.

Erst hiermit erscheint ein guter Reinigungserfolg vollkommen gesichert. Denn ein für längere Zeit anhaltender Luftabschluß zufolge des Gefülltstehens der nicht kapillaren Hohlräume muß auf die Leistungsfähigkeit des auch während der Ruheperiode weit schwerer durchlüftbaren Bodens nicht minder schädlich wirken, als eine ungebührliche Verlängerung der Phase des Vollstehens für einen Füllkörper. Insbesondere gilt dies für die Rieselfelder, auf denen ja außerdem auch noch die für ein Gedeihen der Kulturpflanzen erforderlichen Standortsverhältnisse geschaffen werden müssen.

Was die Tiefe dieser Reinigungszone betrifft, so zeigen die Erfahrungen, daß bei den stärker beanspruchten intermittierenden Filtern die obere 1 m starke Bodenschicht bereits die Hauptreinigungsarbeit zu verrichten vermag. Bei den schwächer belasteten Rieselfeldern sinkt die aktive Zone sogar noch unter diese Grenze und dürfte mit 0,5—1,0 m anzunehmen sein.

Hiermit sind ungefähr die Niveaus fixiert, in die sich der geschlossene Grundwasserstand auch während der Beschickung womöglich nie erheben sollte. In einem Spezialfall läßt sich auf Grundlage dieser Angaben unter Berücksichtigung der örtlichen Vorflutverhältnisse die zulässige maximale

Absenkungstiefe feststellen und hieraus das Aufnahmsvermögen der Ausgleichszone sowie die zur rechtzeitigen Entleerung derselben erforderliche Kapazität der Drainage unschwer berechnen.

Läßt sich die Wasserableitung aus dem gewachsenen Boden schon weit schwieriger bewerkstelligen als in künstlich angelegten Oxydationskörpern, so liegen die Verhältnisse bezüglich der Durchlüftung noch um vieles ungünstiger. Diesbezüglich sind zwei Phasen scharf zu unterscheiden, nämlich das Nachdringen der Luft während der Entwässerungsperiode und der nach erfolgtem Wasserabfluß vornehmlich auf dem Wege der Diffusion zustandekommende Gasaustausch.

Bezüglich der ersten Phase erscheint es nicht überflüssig, darauf hinzuweisen, daß sich bei praktischen Ausführungen etwas andere Erscheinungen abspielen dürften als in den diesbezüglich bekannt gewordenen Experimentaluntersuchungen. Denn ein kleiner Versuchskörper läßt sich naturgemäß rascher beschicken und wieder vollkommen entleeren, als ein ausgedehntes Bodenvolumen. Während also die Versuchskörper bei der Entwässerung relativ rasch bis auf den Grund mit atmosphärischer Luft gefüllt werden, kann dieselbe im Großbetriebe dem vielmals langsamer absinkenden Bodenwasser auch nur allmählich folgen. So würde z. B. bei einem natürlichen, biologischen Körper mit einer Luftkapazität von Drainage die enorme Leistungsfähigkeit sich wohl nur in den grobkörnigsten Böden überhaupt wird erzielen lassen,

0,05 mm/Sek. ergeben. Bei Rieselfeldern

20 Volumprozenten, selbst wenn dessen 100 sl./'ha aufweisen würde, die

von

eine Wasserspiegelabsenkung

sogar schon auf unüberwindliche Schwierigkeiten stoßen, dem Boden ein sekundliches Wasserquantum von mehr als 10—20 sl. pro Hektar zu entnehmen D Von einem „lebhaften« Einströmen der Luft in den Boden, von dem fast in der gesamten Literatur der Draintechnik gesprochen wird kann also im allgemeinen keine Rede sein. Bei diesem langsamen Nachdringen der Luft in die tieferen Bodenschichten wird dieselbe schon einen beträcht-Teil ihres Sauerstoffgehaltes an die durchstochenen, regenerations-Schichten abgeben und sich gleichzeitig mit der dort ,    ■    Kohlensäure beladen. Sonach wird in den Untergrund nicht

pr° Gasgemisch von der Zusammensetzung der atmosphärischen Luft, sondern c, Wf Kohlensäuregemisch mit wesentlich geringerem Sauerstoffgehalte

em Stickstoff-Ko    DV s Gemisch wird angesichts des höheren Volum-

Kohlensäure während des Absinkens auf dem Wege der der Auflenluft wohl nur geringe Sauerstoffmengen eintausche .

vorstehenden begründeten Befürchtung einer Abweichung Versuchskörpern und Ergebnissen

dürfte es

liehen bedürftigen oberen

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den Beobachtungen an

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i) Einige finden

nungen den Jahren

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1- U o„f Annahme von Grenzwerten basierte Berech-diesbezüghehe, auf Annah^ Landwirtschaftlichen Zeitung in

sich in

^^TrchDrlin"    zu lassen.

1902 und 1903

sich darum

verse,

befähigt werden konnte in derselben Zeit unterirdisch

des praktischen Betriebes scheinen auch die von Dunbar¹) mit Sandkörpern angestellten Versuche dieses Verhalten einigermaßen wiederzuspiegeln.

Dieselben zeigten kurz nach der Beschickung in einer Tiefe von 10 cm einen Sauerstoffgehalt von 20,8 Volumprozent, in 90 cm Tiefe von 12,5 °/₀, während die korrespondierenden Kohlensäuremengen 0,8 bezw. 2,0 Volumprozent betrugen. In stärker belasteten Körpern betrug das in 90 cm Tiefe Vorgefundene Sauerstoffquantum gar nur noch 0,1 °/₀, während der Kohlensäuregehalt bereits auf 4,4 Volumprozent gestiegen war.

In den groben Sanden der intermittierenden Filter vollzieht sich der Gasaustausch in der Ruhepause, nach den Versuchsergebnissen zu schließen, so rasch, daß nach etwa 8 Tagen der Gehalt der Bodenluft an freiem Sauerstoff, der ja übrigens nur einen Bruchteil der in dieser Zeit geschaffenen Sauerstoffvorräte bildet, seinen ursprünglichen Wert erreicht hat. Im Rieselfeldboden dürfte dieser Prozeß sich ungleich langsamer abspielen. Weist doch schon der hohe Kohlensäuregehalt normaler, ungedüngter Ackerböden auf die Schwierigkeiten hin, die sich einem rascheren Gasaustausch entgegenstellen.

Spezielle Untersuchungen über diese für den Rieselfeldbetrieb hochwichtige Frage liegen derzeit noch nicht vor, wie ja überhaupt das ganze Problem der Abwässerreinigung auf Rieselland noch nicht dieselbe wissenschaftliche Durchforschung gefunden hat, als das künstliche biologische Verfahren und die intermittierende Filtration. Diesbezüglich ist man noch vollständig auf Analogieschlüsse angewiesen. Immerhin mag aus den vorstehenden allgemeinen Ausführungen die Wichtigkeit erkannt werden, welche eine sachgemäß angeordnete Drainage für die Entwässerung und Lüftung besitzt. In der Praxis sind nach dieser Richtung hin leider viele Unterlassungen vorgekommen.

Zum Schlüsse mag noch darauf hingewiesen werden, daß man speziell in England die Drainierung schwerer Rieselfeldböden geradezu als schädlich bezeichnet hat, indem man vielfach eine Rissebildung beobachtete, die den Zutritt ungereinigten Wassers zu den Drains zur Folge hatte.

Nach den bei zahlreichen örtlichen Besichtigungen gewonnenen Eindrücken liegt aber auch vielfach eine unrichtige Anordnung der Drainage vor, denn man hat oft nur wenige Drains oder gelochte Steinzeugrohre von sehr großem Kaliber (8—16", d. i. 20—40 cm) in bedeutenden Abständen (60—100'= 18—30 m) und geringer Tiefe (zumeist nur 3—4' =0,9—1,2 m) verlegt. Unter diesen Umständen ist es allerdings nicht verwunderlich, daß der Boden keine gleichmäßige Auflockerung erfuhr, insbesondere, wenn die Bewässerung der Durchführung der Drainierung unmittelbar folgte. Erst eine enge und tiefe Drainierung könnte hier zu einem Erfolge führen.

Es wurde bereits hervorgehoben, daß man früher eine Vorreinigung der Abwässer vor Aufbringung auf den gewachsenen Boden als vollkommen überflüssig ansah. Bei einem derartigen Betriebe werden alle Suspensa teils an der Oberfläche selbst, teils in der obersten, etwa 15—20 cm starken

und Aufführen der-

keit wirk^naturgemäß keine    bedin§te Herabsetzung der Durchlässig-

.-Äansrs? SÄtr“ - •" i¹r ™J" ¹•”"    ¹■¹ - äst

artige Ablagerungen, abgesehen verschlammen und

Verschlickung, deren

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wte“hLWdeengBodneHbeiKAferIan<! gelegmtHch der otaehin regelmäßig

ohne Verletzung h 3defnbearbe‘tu"g erfolgt; auf Wiesenland läßt sich dieselbe ne V erletzung der Grasnarbe kaum beseitigen.

• D,UerCMne, Yorbehandlung nach dem reinen Sedimentierverfahren oder

SnCh ff Verschla™™g hintanhalten und dadurch die quantitative Leistung des Mediums auf ein Vielfaches steigern.

genommen wird,

Man darf sich aber nicht der Täuschung hingeben, daß zur Erzielung dieses Effektes schon eine grobe Vorreinigung genüge. Denn gerade die lernen I eilchen, welche sich an und zwischen die Bodenpartikel lagern sind es, welche die Durchlässigkeit des Bodens am stärksten herabsetzen. Daher sollte man die Vorreinigung, wo eine solche in Aussicht stets in durchgreifender Weise bewerkstelligen.

i) Die intermittierende Bodenfiltration.

zum

von

zahlreichen ausgeführten Anlagen

Bezüglich der Eignung gewachsener Böden verschiedener Struktur Betriebe der intermittierenden Bodenfiltration wurden namentlich von seiten des Gesundheitsamtes des Staates Massachusetts (vereinigte Staaten Nordamerika) Jahrzehnte hindurch sowohl an der in der Stadt Lawrence eingerichteten Versuchsstation als auch an eingehende Studien gemacht.

Mit Aufnahme der Arbeiten über dieses bereits von Sir E. Frankland angewandte Verfahren ist die genannte Station auch der Ausgangspunkt für die ganze Entwicklung der künstlichen biologischen Abwasserreinigung geworden.¹)

Für den ausführenden Ingenieur sind in erster Linie jene Forschungen von Interesse, welche sich auf die Feststellung der Strukturverhältnisse jener Böden beziehen, welche bei größter quantitativer Beanspruchung auch einen hohen qualitativen Reinigungserfolg erzielen lassen.

Nach dem Vorgänge des genannten Forschungsinstitutes wird diese Eignung auf Grund zweier empirisch festgestellter Werte eingeschätzt, von denen sich der eine auf die „wirksame Korngröße“, der andere auf den „Gleichförmigkeitsgrad“ des Materiales bezieht.

Bildet man auf Grund einer mechanischen Bodenanalyse die Summen der einzelnen Korngrößenprozente, und zwar vom feinsten Körnungsprodukte ausgehend, was sich am übersichtlichsten durch Aufträgen der Summenkurve

of the State Board of Health of Massachusetts. Boston, Spezial-

des praktischen Betriebes scheinen auch die von Dunbar¹) mit Sandkörpern angestellten Versuche dieses Verhalten einigermaßen wiederzuspiegeln.

Dieselben zeigten kurz nach der Beschickung in einer Tiefe von 10 cm einen Sauerstoffgehalt von 20,8 Volumprozent, in 90 cm Tiefe von 12,5 °/₀, während die korrespondierenden Kohlensäuremengen 0,8 bezw. 2,0 Volumprozent betrugen. In stärker belasteten Körpern betrug das in 90 cm Tiefe Vorgefundene Sauerstoffquantum gar nur noch 0,1 °/₀, während der Kohlensäuregehalt bereits auf 4,4 Volumprozent gestiegen war.

In den groben Sanden der intermittierenden Filter vollzieht sich der Gasaustausch in der Ruhepause, nach den Versuchsergebnissen zu schließen, so rasch, daß nach etwa 3 Tagen der Gehalt der Bodenluft an freiem Sauerstoff, der ja übrigens nur einen Bruchteil der in dieser Zeit geschaffenen Sauerstoffvorräte bildet, seinen ursprünglichen Wert erreicht hat. Im Rieselfeldboden dürfte dieser Prozeß sich ungleich langsamer abspielen. Weist doch schon der hohe Kohlensäuregehalt normaler, ungedüngter Ackerböden auf die Schwierigkeiten hin, die sich einem rascheren Gasaustausch entgegenstellen.

Spezielle Untersuchungen über diese für den Rieselfeldbetrieb hochwichtige Frage liegen derzeit noch nicht vor, wie ja überhaupt das ganze Problem der Abwässerreinigung auf Rieselland noch nicht dieselbe wissenschaftliche Durchforschung gefunden hat, als das künstliche biologische Verfahren und die intermittierende Filtration. Diesbezüglich ist man noch vollständig auf Analogieschlüsse angewiesen. Immerhin mag aus den vorstehenden allgemeinen Ausführungen die Wichtigkeit erkannt werden, welche eine sachgemäß angeordnete Drainage für die Entwässerung und Lüftung besitzt. In der Praxis sind nach dieser Richtung hin leider viele Unterlassungen vorgekommen.

Zum Schlüsse mag noch darauf hingewiesen werden, daß man speziell in England die Drainierung schwerer Rieselfeldböden geradezu als schädlich bezeichnet hat, indem man vielfach eine Rissebildung beobachtete, die den Zutritt ungereinigten Wassers zu den Drains zur Folge hatte.

Nach den bei zahlreichen örtlichen Besichtigungen gewonnenen Eindrücken liegt aber auch vielfach eine unrichtige Anordnung der Drainage vor, denn man hat oft nur wenige Drains oder gelochte Steinzeugrohre von sehr großem Kaliber (8—16", d. i. 20—40 cm) in bedeutenden Abständen (60—100'= 18—80 m) und geringer Tiefe (zumeist nur 3—4'=0,9—1,2 m) verlegt. Unter diesen Umständen ist es allerdings nicht verwunderlich, daß der Boden keine gleichmäßige Auflockerung erfuhr, insbesondere, wenn die Bewässerung der Durchführung der Drainierung unmittelbar folgte. Erst eine enge und tiefe Drainierung könnte hier zu einem Erfolge führen.

an

Es wurde bereits hervorgehoben, daß man früher eine Vorreinigung der Abwässer vor Aufbringung auf den gewachsenen Boden als vollkommen überflüssig ansah. Bei einem derartigen Betriebe werden alle Suspensa teils der Oberfläche selbst, teils in der obersten, etwa 15—20 cm starken

zurückgehalten. Die hiermit bedingte Herabsetzung der Durchlässigkeit wirkt naturgemäß keineswegs günstig und erfordert speziell belasteten intermittierenden Filtern eine zeitweilige Schälung lotkciung der obersten Schicht. Auch auf den Rieselfeldern führen der-aitige Ablagerungen, abgesehen davon, daß sie auch die Kulturgewächse verschlammen und entwerten, zu einer schädlichen Verschlickung, deren Zerstörung wenigstens bei Ackerland gelegentlich der ohnehin regelmäßig wiederkehrenden Bodenbearbeitung erfolgt; auf Wiesenland läßt sich dieselbe ohne Verletzung der Grasnarbe kaum beseitigen.

Schicht

auf stark und Auf-

Durch eine Vorbehandlung nach dem reinen Sedimentierverfahren oder

im Faulbetrieb läßt sich die Verschlammung hintanhalten und dadurch die quantitative Leistung des Mediums auf ein Vielfaches steigern.

Man darf sich aber nicht der Täuschung hingeben, daß zur Erzielung dieses Effektes schon eine grobe Vorreinigung genüge. Denn gerade die feinen Teilchen, welche sich an und zwischen die Bodenpartikel lagern, sind es, welche die Durchlässigkeit des Bodens am stärksten herabsetzen. Daher sollte man die Vorreinigung, wo eine solche in Aussicht genommen wird, stets in durchgreifender Weise bewerkstelligen.

i) Die intermittierende Bodenfiltration.

Bezüglich der Eignung gewachsener Böden verschiedener Struktur Betriebe der intermittierenden Bodenfiltration wurden namentlich von seiten des Gesundheitsamtes des Staates Massachusetts (vereinigte Staaten Nordamerika) Jahrzehnte hindurch sowohl an eingerichteten Versuchsstation als auch an zahlreichen ausgeführten Anlagen eingehende Studien gemacht.

Mit Aufnahme der Arbeiten über dieses bereits von Sir E. Frankland ist die genannte Station auch der Ausgangspunkt für der künstlichen biologischen Abwasserreinigung

zum

von

der in der Stadt Lawrence

angewandte Verfahren die ganze Entwicklung geworden.x)

Für den

Interesse, welche sich

welche bei größter quantitativer Beanspruchung erzielen lassen.

ausführenden Ingenieur sind in erster Lime jene Forschungen auf die Feststellung der Strukturverhältnisse jener

auch einen

von

Böden beziehen,

"vo^lfge^def/enannten Forschungsinstitutes wird diese auf Grund zweier empirisch festgestellter Werte eingeschätzt von auf die „wirksame Korngröße“, der andere auf den

„Gleichförmigkeitsgrad« des Renates bezie    ßodenana] die Summen

Bildet man auf Grund emer nm ^ vom feinsten Körnungsprodukte

fusgehentwas “sicfam übersichtlichsten durch Aufträgen der Summenkurve

'    f thp State Board of Health of Massachusetts. Boston, Spezial-

forfantade

in deutscher Sprache finde -h n    im Staate Massachusetts.

hohen

Eignung denen

sich der eine

diagrammatisch darstellen läßt, so gibt jener Korndurchmesser, mit dem die ersten 10 °/₀ abschließen, die sogen, „wirksame“ Größe. Man hält sieb nämlich zur Annahme berechtigt, daß die hiermit abgegrenzten feinsten Teilchen in erster Linie für die Durchlässigkeit des Materiales entscheidend seien. Ein gut verwendbarer Boden soll eine wirksame Größe von etwa 0,3 mm aufweisen.

Den Gleichförmigkeitskoeffizienten erhält man, indem man den Quotienten aus der wirksamen Größe in jenen Korndurchmesser bildet, mit dem die unteren 60 °/₀ der Probe abschließen. Dieser Koeffizient soll zwischen die Zahlwerte 2 und 5 fallen. Es müßten sonach 60 °/₀ der Partikel kleiner sein als 0,6—1,5 mm. Diesen Strukturverhältnissen soll eine Wasserkapazität von 16—18 °/₀ entsprechen.

Letztgenannte Größe steigt, wie leicht einzusehen, mit zunehmender Feinheit des Materiales, also mit abnehmender wirksamer Größe, und fällt, wenn der Gleichförmigkeitskoeffizient stark anwächst.

Vom Standpunkte der wissenschaftlichen Pedologie kann man jedoch weder das bei der Ermittelung der feineren Korngrößenklassen eingehaltene Schlämmverfahren, noch die auf dem eben skizzierten Wege gewonnene Charakteristik der Bodenstruktur als einwandfrei bezeichnen. Denn es ist eine unendliche Mannigfaltigkeit von Böden mit den verschiedensten Durchlässigkeitsgraden denkbar, für welche die Summenkurve der Korngrößenprozente durch die hervorgehobenen Punkte geht.

Es erscheint daher ratsamer, sich lediglich an das Kriterium zu halten, daß zur intermittierenden Filtration geeignete Böden anfänglich eine Wasserkapazität von 15—20 Volumprozenten und, da man bei groben Sanden mit einem Gesamthohlraumvolumen von 35—40 °/₀ rechnen kann, eine Luftkapazität von 20—25 Volumprozenten aufweisen sollen. Bei derartigen Böden würden sonach Luft und Wasserkapazität annähernd gleich werden.

Während des Betriebes erfährt die Wasserkapazität durch Einschwemmung feiner Teilchen schwerer oder unzersetzbarer Substanz, durch die Anhäufung von Abbauprodukten von humoser Beschaffenheit und durch Ausbildung der adsorbierenden Schicht um die einzelnen Partikel eine Vergrößerung, die Luftkapazität eine Verminderung.

Nach den gelegentlich der allgemeinen Charakterisierung der biologischen Reinigungsverfahren hervorgehobenen Bedeutung der Wasserkapazität, welche jedenfalls als eine das nutzbare Hohlraumvolumen vermindernde Größe auf-tritt, ist es unverkennbar, daß man einem Boden um so mehr Abwasser zur Verarbeitung anvertrauen darf, je kleiner seine wasserhaltende Kraft bezw. je größer seine Luftkapazität ist. Zugleich mit der hierdurch bedingten größeren Durchlässigkeit wächst aber auch die Schwierigkeit hinsichtlich der Gleichförmigkeit der Beschickung mit Abwasser, worauf bei der technischen Ausgestaltung der Wasserverteilung besondere Rücksicht zu nehmen bleibt.

Bei der intermittierenden Filtration kann man unter günstigsten Bodenverhältnissen mit einer Tagesleistung von etwa 500 m³ Abwasser pro Hektar rechnen. Die Aufbringung erfolgt dann aber aus den bereits erörterten Gründen nicht täglich, sondern in Intervallen von mindestens 3 Tagen, also

B' ReiniSung und landwirtschaftliche

Verwertung der Abwässer.

in einem Quantum von etwa t*nn q ^

von 180>⁰⁰»Xr“iclmg'

g g lchst rasch zu erfolgen hat, wird drainage nicht

761

ergibt sich Da die vollständige Ent-man der Dimensionierungs-

nur eine mittlere Leistung von ¹⁵⁰⁰⁰⁰⁰ a •    . . .

zugrunde legen, sondern zumindest das JL,h S₀ ⁸⁶⁴⁰⁰'    6 S'"

vermögen von etwa 25    30 sl n ,i    he <2uantumi also em Abfuhr-

ein,.,- i M    -o—dü sl. Da das Wasserquantum

eine Luftkapazität von 20 •/„ einen Bodenraum

. fe’ mülite die Draintiefe womöglich mit 2 ein Rückstau in die Reinigungszone

Bei ungünstigeren Strukturverhältnissen des Bodens muß nicht eine Verlängerung der Ruheperiode, sondern auch eine Verm nderun' des

S'txr—• -

I ui nus, so würde sich immer pro Hektar ergeben.

von 1500 m⁸ bei

von 7500 m⁸ voll anfüllen m bemessen werden, vermieden werden soll.

wenn

n ur

von 300 m⁸

pro Hektar und einem 6 tägigen noch eine Jahresleistung von rund 110000 m⁸

Durch intermittierende Bodenfiltration lassen sich von 3000    5000 Personen (bei einem Quantum von 100 1

aut 1 ha Land vollkommen reinigen.

Die in der Versuchsstation von Lawrence und

sonach die Abwässer pro Kopf und Tag)

von Dunbar in Hamburg angestellten Versuche sprechen sogar für ein viel höheres Leistungsvermögen, insbesondere bei entsprechend gründlicher Vorbehandlung der Abwässer, in welchem Falle Wassermengen von weit über 1000 m³ pro Hektar und j Tag gereinigt werden konnten.

Diese Ermittelungen beziehen sich aber zumeist auf kleine Versuchsfilter (in Lawrence von 0,2—20 m²). In größeren Anlagen dürften sich derlei Leistungen zufolge der technischen Schwierigkeiten in der Wasserableitung mit den derzeit üblichen Mitteln kaum erzielen lassen.

Die baulichen Anlagen für den Filtrationsbetrieb beschränken sich zumeist auf die zur Bloßlegung der durchlässigen Bodenschicht erforderlichen Erdbewegung und die Herstellung der Drainage. Der abzutragende Mutterboden wird dann gleich zur Aufführung der Umfassungsdämme der einzelnen Beete, in welche das Gesamtareal unterteilt werden muß, Verwendung finden können. Die Größe dieser Unterabteilungen läßt sich nach den beim Füllverfahren entwickelten Gesichtspunkten bestimmen.

In den amerikanischen Bodenfiltrationsanlagen sind die einzelnen Becken

teils mit vollkommen horizontaler Sohle hergestellt und event. mit einem einfachen Rinnensysteme zur leichteren Abwasserverteilung versehen, teils in Letztere Art des Ausbaues erleichtert insbesondere den

Furchen gelegt.

Betrieb der Anlage zur Winterszeit; dann bildet sich eine von den einzelnen Kämmen getragene Eis- und Schneedecke, unter der die Abwässer sich einen gehinderten Weg offen halten. Diese Decke bildet auch einen guten Schutz

einzelnen Stellen aufgehackt werden,

un

gegen

um

Abkühlung, muß aber immer auch den Luftzutritt zu ermöglichen (Fig. 311).

der Beschickung wird bei einzelnen dieser Anlagen das in einem gesammelte Abwasser rasch auf ein Becken geleitet, auf

Bei

Ausgleichsbehälter

an

an

anderen das Wasser nach Maßgabe des Zuflusses zugeführt. Erstere Methode sichert wohl eine gleichförmige Belastung des ganzen Areales. Dies ließe sich aber auch bei kontinuierlichem Zufluß durch eine kunstgerechte Auslegung der Oberfläche in flache Hänge und Rücken unschwer erzielen. Der in den Ausgleichsbecken ausgeschiedene Schlamm wird meist besonderen Becken zugeführt.

Im übrigen beschränkt sich der Betrieb neben der regelmäßigen Umstellung der Zuleitungsschieber und Schütze auf eine gelegentliche Schälung der Oberfläche und ein Aufpflügen der obersten Schicht. Zeitweilig werden

«ä

Fig. 311. Abwasser-Reinigung durch intermittierende Bodenfiltration in Andover bei Boston.

den einzelnen Becken zwecks Aufarbeitung der angehäuften schwer zersetzbaren Substanz wohl auch längere Ruhepausen gewährt werden müssen.

Die Bau- und Betriebskosten der amerikanischen Anlagen sind angesichts der hohen Arbeitslöhne ziemlich bedeutend. Die reine Aptierung und Drai-nierung stellt sich (ohne Zuleitungskanäle, Ausgleichsbehälter etc.) auf etwa 25—40000 K, die Betriebskosten auf etwa 2000 K pro Hektar und Jahr.

Für unsere Verhältnisse dürfte sich selbst bei hohen Grundpreisen, großer Erdbewegung, sowie enger und tiefer Drainierung 1 ha Filter auf höchstens 8000—10000 K stellen. Rechnet man neben einer 4°/₀igen Verzinsung des Anlagekapitales die jährlichen Betriebskosten hoch gegriffen zu 1600 K, so würde sich eine Gesamtauslage von 2000 K ergeben. Somit würde

B' ReiniSung und landwirtschaftliche

Betrag von 40-66°^““ Kopf und ]ahr»tLeT PerS°nen Pr° Hektar dn

der    jenen

k) Die Rieselfelder.

niest w Betriebs- und Produktionsverhältnisse.

großer Abwiüermengef aiÜdera YV^g^d^M^t^r^ittifrerMden^Fntiffio^n

Verwertung der Abwässer.

763

ssmiää

Ui

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Fig. 312. Bewässerte Wiesen (Rückenbau) an der Vettabia bei Mailand.

besonders befähigen, entsprechen nicht auch in gleichem Grade den Anforderungen, welche anspruchsvollere Kulturgewächse an den Bau des Bodenskelettes stellen. Gute Böden weisen wiederum keine hinlänglich große Durchlässigkeit für Wasser und Luft auf, um unter unseren klimatischen Bedingungen jederzeit eine die Niederschlagsmenge um ein Vielfaches übersteigende Belastung mit Abwasser zu ertragen.

Hierzu kommt der weitere Umstand, daß die Kulturpflanzen in ihren verschiedenen Wachstumsstadien nicht nur einen wechselnden Bedarf an Nährstoff und Wasser haben, sondern zu bestimmten Zeiten, und zwar namentlich während des ersten Entwicklungszustandes sowie in der Periode der Bildung von Früchten, Samen und Reservestoffen, sogar eine große Empfindlichkeit gegen einen Überschuß an leicht assimilierbaren Nährstoffen und Feuchtigkeit aufweisen.

Die Forderung, größere Abwassermengen auf Kulturland zu reinigen, führt daher stets zu einer Reihe von Komplikationen, welche die Durchführung dieses Verfahrens zu einer überaus schwierigen Aufgabe machen.

Denn im praktischen Betriebe steht einem jahrein jahraus fließenden Abwasserstrome meist nur ein beschränktes Aufnahmsgebiet gegenüber, und bedarf es daher eines besonderen Geschickes des Betriebsleiters, um bei der Disposition über die Wasserverteilung einerseits den in erster Linie geforderten Reinigungserfolg zu erzielen, ohne andererseits den Kulturen allzu großen Schaden zuzufügen.

Anfänglich hatte man allerdings gehofft, durch Aufbringung der dungkräftigen Abwässer auf Kulturland neben dem Reinigungseffekte auch wirtschaftliche Erfolge zu erzielen. Aber die Schwierigkeiten, in der Nähe der Abwasserproduktionsgebiete ausgedehnte Landflächen zu erwerben oder dienstbar zu machen, deren Höhenlage, Oberfläcbengestaltung, Bodenbeschaffenheit, Grundwasser- und Vorflutverhältnisse einen intensiven Wässerbetrieb gestatten, erwiesen sich meist so groß, daß man gar bald darauf verzichtete, die Rieselei als gewinnbringendes Unternehmen anzusehen und sich zufrieden geben mußte, wenn es nur gelang, die Abwässer in einen für die Vorfluter unschädlichen Zustand überzuführen.

Fällt doch die Errichtung der größeren städtischen Rieselanlagen fast ganz in das letzte Drittel des abgelaufenen Jahrhunderts, also noch in eine Zeit, in der man vor Ausbildung der künstlichen biologischen Reinigungsmethoden und angesichts der vielfach unzulänglichen Leistungen der mechanischen und chemisch-mechanischen Klärung auf die Rieselei als einziges Rettungsmittel vor der überhandnehmenden Verpestung der Wasserläufe angewiesen war.

Während man mit Hilfe der künstlich angelegten Oxydationskörper pro 1 ha nutzbarer Oberfläche die Abwässer von 50000—200000 Personen unschädlich zu machen vermag, und selbst bei der intermittierenden Bodenfiltration noch mit einer Zahl von 3000 —5000 Personen pro Hektar gerechnet werden darf, gelingt es selbst auf den leistungsfähigsten Rieselfeldern nur bei entsprechend gründlicher Vorreinigung, die Abwässer von 500—1000 Einwohnern dauernd unterzubringen. In den meisten ausgeführten Anlagen sinkt die angeschlossene Kopfzahl sogar auf nur 200—500 pro 1 ha. Diese Zahlen lassen den enormen Landbedarf erkennen, welcher sich in Großstädten zur Unschädlichmachung der Abwässer ergibt. Würde gar eine rationelle Verwertung der in den Abwässern enthaltenen Pflanzennährstoffe angestrebt, so müßten diese Ausmaße noch auf das 5—10fache vermehrt werden.

Die auf einzelnen der größeren städtischen Rieselgüter Deutschlands pro 1 ha aptierte Fläche entfallenden Abwassermengen sind in der Tabelle auf S. 776/777 ersichtlich gemacht. Darnach zeigt Berlin mit 12610 m³ pro Hektar und Jahr bezw. 34,6 m³ pro Tag die schwächste Belastung. Die größte Wasserzufuhr ergibt sich derzeit für die Pariser Anlagen. Dieselbe beträgt in den verschiedenen Rieselbezirken durchschnittlich 31200—56400 m3 pro Hektar und Jahr, d. i. 85 bezw. 155 m³ pro Hektar und Tag. Charlotten-

bürg soll vor der seit 190 m⁸

T_r 1    1903 durchgeführten Erweiterung soerar 69000

pro Hektar aufgebracht haben.    g

18000lm''ap?omi!,nhrn hWird    mk einem Abwasserquantum

diese    T ,befw' ⁶⁰ “³ pro Tag und Hektar gerechnet,

fläche h u SU1 iJe °Ch ledl&llch aus dem Jahresquantum und der Gesamt-

Jahtsze^n HC    ^ für die verscluSi

' Uni Ivulturgattungen, sowie in Anbetracht der nie vollkommen g cKhhnnngen Bodenbeschaffenheit des ganzen Rieselkomplexes ganz be-eutcnde örtliche und zeitliche Mehrbeanspruchungen. Insbesondere schieben sich die Verhältnisse zu Zeiten anhaltender Niederschläge, in denen zu der vermehrten Wasserführung der Kanäle noch die auf die Flächen direkt auffallenden Wassermengen hinzutreten.

Dieses Mehrquantum beträgt nach Maßgabe der Jahresregenhöhe bei den Berliner Rieselfeldern

m⁸ bezw.

von

Alle

ver-

ca- 50%, bei jenen von Paris ca. 15%; für ^mzelregenfälle steigert sich dasselbe natürlich noch ganz bedeutend.

Da eine gründliche Abwasserreinigung auf Kulturland nur dann zu wenn die Zuflüsse nicht einfach über die Bodenoberfläche Versickern gebracht werden, unterscheidet

erwarten ist

strömen, sondern gänzlich zum sich die Bewässerung der Rieselfelder wesentlich von dem normalen Wässerverfahren, bei dem namentlich gelegentlich der intensiven Frühjahrs- und Herbstbewässerung ein großer Teil des zugeführten Wassers nur über den Boden hinwegfließt. Diese Forderung erschwert den Wässerbetrieb ganz erheblich. Denn es ist, wie schon in Bd. I, S. 440 ff. auseinandergesetzt wurde, nur mit Hilfe der Überstauungsmethode möglich, einen hohen Grad

von Gleichförmigkeit in der Abwasserverteilung zu erzielen. Hingegen ergeben sich bei der Berieselung von Hängen und Rücken stets ungleich starke Versickerungen, wenn das Zuflußquantum so gering bemessen wird, daß der gesamte Zulauf auf der Tafelfläche selbst versinken kann. Man wird dahei überall, wo die Niveauverhältnisse dies gestatten, bei Hang- und Rückenbauten mit einer wiederholten Wasserbenutzung zu arbeiten haben. Doch dürfen dann die Abfang- und Transportiergräben nie mit den eigentlichen, ausschließlich für die Aufnahme der Drainwässer bestimmten Entwässerungsgräben in Verbindung stehen, da andernfalls jegliches Versehen des Rieseleinen Abfluß ungereinigten Wassers zur Folge hätte.

Hänge und Rücken kommen nur für permanente Wiesen in Betracht, die Horizontalstücke sowohl für Wiesen als auch für Futter- und

Wärters

während

Getreideschläge reserviert bleiben.

Hackfrüchte und Feldgemüse empfangen zumeist Furchenbewässerung Grabeneinstau zwischen schmalen Beeten (Fig. 813).

Horizontalstücke sind zur Erleichterung der Verwendung landwirtschaftlicher Maschinen möglichst groß und, wenn irgend angängig nicht unter 0 5 ha (etwa 50.100 m) anzulegen. Doch gebietet hier die Ho e der Aptierungskosten, sowie die Forderung, den sterilen Untergrund nicht bloß-]pfren stets die Einhaltung bestimmter natürlicher Grenzen.

g Im allgemeinen gestaltet sich die Unterbringung des Wassers im °    schwierigsten. Denn zu dieser Zeit sollen einerseits

oder

zeitigen Frühjahre

am

die Ackerparzellen zwecks Bodenbearbeitung und Anbau rechtzeitig trocken gelegt werden, während es andererseits noch mit Gefahr verbunden ist, die Vegetation auf den Wiesen durch Aufleitung des relativ warmen Kanalwassers allzu zeitig neu zu beleben und hierdurch die zarten Pflanzen den Gefahren der Spätfröste auszusetzen. Denn die Aufgabe, das Gesamtwasserquantum in den Boden versitzen zu lassen, verbietet hier forzierte Rieselungen vorzunehmen, durch die man sonst der schädlichen Wirkung der Spätfröste wirksam entgegenzutreten vermag.

Schwierig gestaltet sich auch der Winterbetrieb, der sich zumeist auf eine Beschickung der in rauher Furche liegenden Äcker beschränkt. Zu

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Fig. 313. Rübenfeld während der Bewässerung auf den Rieselfeldern von Paris-Acheres.

dieser Zeit muß das aufgeleitete Abwasser vielfach erst die früher gebildeten Eis- und Schneedecken zum Auftauen bringen, bevor es in den Boden zu dringen vermag (Fig. 314). Trotzdem ergeben sich bei dieser Art der Wasseraufbringung immer noch wesentlich bessere Reinigungserfolge, als mit der fast ganz verlassenen Methode der Einstauung in tiefe Becken.

Im Herbste stehen fast die gesamten aptierten Flächen zur Wasseraufnahme bereit. Doch empfiehlt es sich auch hier wie im gewöhnlichen Wässerbetrieb, die Wiesen vor Eintritt der Frostperiode rechtzeitig trocken zu legen.

Große Aufmerksamkeit erfordert der Wässerbetrieb in der Hauptvegetationsperiode, dem späteren Frühjahr und den Sommermonaten, zu einer Zeit, in der sich auf den künstlich entwässerten leichten Böden sogar oft ein Wassermangel fühlbar macht. Denn die durch die reichliche Zufuhr

Sä: r=“;r,‘r .r-    *.

«eilt, die in grofier Verdünnung Wachstum,!? l“ •“ j“en Stoffen eil>-Mengen aber als Pflanzengift!    u !    bilden’ in Steren

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Flg. 314. Sturzacker während der Bewässerung bei Frost. Rieselfeld von Berlin-Malchow.

ist in Anbetracht der üppigen Vegetationsverhältnisse keineswegs als hoch anzusehen. Würde nun in einer längeren Trockenperiode in Intervallen von 10 Tagen gewässert werden, und zwar nur 500 m³ pro Hektar, das angesichts der großen Durchlässigkeit ohnehin schon schwer gleichmäßig zur Verteilung gebracht werden kann, so ließe sich hiermit (vergl. die auf S. 428 des I. Bandes dieses Handbuches gemachten Angaben) ein Boden mit 40% Porenvolumen und 30% Wasserkapazität nur auf 25 cm Tiefe voll sättigen. Dieser Wasservorrat würde bei einem Wasserverbrauch von 5 mm pro Tag in 10 Tagen wieder gänzlich aufgezehrt sein; Füllung und Entleerung würden sich also bei so schwachen Wässerungen in einer dünnen Bodenzone abspielen, die auch durch das Dazwischen treten normaler Regenfälle keine wesentliche Ausdehnung erfährt. Auch das Wasser der tieferen Bodenschichten wird hier angesichts der geringen kapillaren

mit einem Quantum von

Leitfähigkeit an der Deckung des Wasserbedürfnisses keinen wesentlichen Anteil nehmen.

Folgen einander mehrere schwache Wässerungen, so muß jede derselben neuerlich eine Konzentration der in den obersten Schichten kapillar festgehaltenen Flüssigkeit herbeiführen, da dann eben eine Auswaschung nach dem Untergründe oder gar eine Abfuhr mit den Drainwässern nicht auftreten kann. Diese zeitweise Anhäufung an sich leicht löslicher, aber vorübergehend unbeweglich gemachter Stoffe wird sich für die Pflanzen umso nachteiliger geltend machen, je näher die jeweils geschaffenen Wasservorräte in der zwischen zwei Wässerungen gelegenen Zeit ihrer Erschöpfung entgegengehen.

Hieraus erklärt sich die oft beklagte Tatsache, daß die Pflanzen trotz der anscheinend reichlichen Wasserzufuhr auf den Rieselfeldern schon an Trockenheit leiden, während die Vegetation auf benachbarten unbewässerten Feldern oft noch in vollster Kraft dasteht; desgleichen wurde schon wiederholt die einigermaßen überraschende Erscheinung beobachtet, daß extrem niederschlagsarme Jahre auf den Rieselfeldern mehr zu fürchten sind als regenreiche.¹)

Erst durch starke Wässerungen, welche eine Auswaschung und vollständige Entfernung der angehäuften Stoffe mit sich bringen, kann diesen ungünstigen Verhältnissen ein Ende bereitet werden. Das hierzu nötige Mehrquantum an Wasser muß dann aber zumeist wieder auf Kosten anderer Parzellen, deren Kulturen einen geringeren Wasserbedarf aufweisen (z. B. Getreide), beschafft werden. Immerhin zeigt dieses Beispiel die Notwendigkeit, bei Aufteilung des Gesamtareales auf die einzelne Kulturgattung, nicht nur die Möglichkeit einer Wasserunterbringung, sondern auch jene einer Wasserversorgung in Trockenperioden ins Auge zu fassen. Auf verschiedenen Rieselfeldern hat man zur Bekämpfung sommerlicher Dürre schon die Wiederverwendung der Drainwässer (Berlin, Freiburg i. B.) bezw. die Vergrößerung der disponiblen Wassermenge durch Zupumpen von Reinwasser (Danzig) mit Erfolg durchgeführt.

Die geschilderte vorüb ergehende Anreicherung des Bodenwassers an Pflanzennährstoffen und Giften ist früher vielfach mit einer als schädlich gefürchteten bleibenden Übersättigung der Rieselfeldböden verwechselt worden. Daß ein solcher Zustand wohl kaum jemals schädigende Dimensionen annehmen kann, ist rechnerisch leicht nachzuweisen.

So gibt Backhaus den auf den Berliner Rieselfeldern alljährlich zugeführten Überschuß an Kali mit 8 q pro Hektar an; würde derselbe dauernd festgelegt, so ergäbe dies in 100 Jahren eine Anreicherung des ursprünglichen Kaligehaltes des Bodens um 0,8 °/₀. Auch dann würden die Böden immer noch einen wesentlich geringeren Vorrat an diesem unentbehrlichen Pflanzennährstoffe besitzen, als gute Ackerböden. Dasselbe gilt von der stärker absorbierbaren Phosphorsäure.

*) Die Dürre auf den Berliner Rieselfeldern. Illustrierte Landw. Zeitung 1911,

Nr. 63.

Dr WNtrCh ßfechnun§ von Prof- Dr. A. Orth-Berlin,*) denen , KnoPf zusammengestelltes Analysenmaterial²) sich als jährliche Anreicherung der Oberkrume fläche bezogen, ein Zuwachs

ein von

zugrunde liegt, ergibt von 25 cm, auf 1 ha Boden-Tf ,, iQ .    von 1584 ^ Humus, 77 kg Stickstoff, 99 kg

U    „ g PhosPhorsäure und 88 kg Kali für sandiges Gemüseland bezw.

1840 kg Humus, 115 kg Stickstoff, 80 kg Kalk 80 kg Kali für sandiges Wiesenland.

Zum Anbau auf Rieselfeldern eignen sich in erster Linie Gras und Futterpflanzen, welche bei hoher Aufnahmsfähigkeit für Abwässer außerordentlich hohe quantitative Erträge liefern. Auf den Berliner Rieselfeldern wird z. B. in 6—8 Schnitten 500—800 q Rieselgras geerntet, sich dasselbe angesichts seines höheren Gehaltes an Wasser und Salzen langsam trocknen und schwer konservieren. Dies bedingt, daß zumeist nur ein geringer Teil des Futters in eigener Wirtschaft verwertet werden kann und der Rest zu geringen Preisen (in Berlin etwa 50 Pf. pro q, d. i. kaum 50 °/₀ seines Futterwertes) abgesetzt werden muß. Um dieser Schädigung zu entgehen, wurden in den letzten Jahren auf den Berliner Rieselfeldern

153 kg Phosphorsäure und

Leider läßt

nur

bemerkenswerte Versuche³) mit künstlicher Trocknung eingeleitet, die auch auf Mais und Wurzelfrüchte ausgedehnt werden.

Auch Hackfrüchte liefern bei bedeutendem Wasserkonsum hohe Brutto-

Kartoffeln eignen sich aber zumeist nur zu Brennereizwecken;

erträge.

Zuckerrüben stehen in ihrem Zuckergehalte gewöhnlich an der unteren

Grenze der industriellen Verwertungsfähigkeit.

Zerealien können zufolge ihrer geringen Aufnahmsfähigkeit für Wasser während der Vegetationsperiode nur in beschränkten Quantitäten angebaut werden. Angesichts der stets platzgreifenden Stickstoffüberdüngung neigen dieselben zur Lagerung und weisen auch ein ungünstiges Verhältnis zwischen

Korn und Stroh auf.

p)gj- F e 1 d g e m ü s e b a u hat sich sowohl hinsichtlich der Unterbringung des Abwassers als auch in bezug der gelieferten Erträge auf Rieselfeldern bewährt. Allerdings beschränkt der hohe Arbeitsbedarf deraitigei Aufnahme in den Regiebetrieb. Dieselben eignen sich aber

stets

Kulturen deren

in hohem Maße bei Parzellenverpachtung.

Betriebszweig ist in den letzten Jahren auf einzelnen

Rieselfeldern (Berlin, Dortmund) die Teichwirtschaft hinzugetreten, olr hohe Gehalt der Drainwässer an Nährsalzen erfährt auf diesem Wege ^ne äußerst günstige Ausnutzung, das Drainwasser selbst aber durch Hinzu-der reinigenden Kraft des Planktons eine wesentliche Verbesserung, die zeitweilige Düngung der Teiche mit Rohjauche hat sici as

tritt

Als ein neuer

Auch

zweckmäßig erwiesen (vergl. S. 780).

VProf. Dr. A. Orth, Rieselfeld Friedrichsfelde bei Berlin. Berlin 1911. Druck von Ungar,    des    ^ Spjlljauche, ihre Wirkung

auf die Zusammensetzung des Bodens mit besonderer Berücksichtigung des Kalk-S) Ba^kfaus! LandwMschämiche Versuche e,c„ S. 88ff.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

gehaltes.

49

ß) Abwasserzuleitung zu den Rieselfeldern.

Die Zuleitung der Abwässer zu den Rieselfeldern kann wohl nur in vereinzelten Fällen per Gravitation in ohne inneren Überdruck fließenden Zuleitern bewerkstelligt werden (Dortmund, Freiburg i. B.). Zumeist wird die Anlage einer Druckleitung erforderlich, von der nach Erreichung des Rieselgeländes einzelne Verästelungen nach den verschiedenen Hoch-

»!

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r!

Fig. 315. Druckrohr aus Eisenbeton (System Bonna) während der Anbringung der Überschubmuffen.

Rieselfeld von Paris-Acheres.

punkten abzweigen (Berlin) oder nach Gewinnung der erforderlichen Höhe ein das ganze bewässernde Gebiet beherrschender offener Hauptzubringer ausgeht (Breslau, Danzig).

Im erstgenannten Falle pflegt man bei neueren Anlagen und stark wechselnder Geländehöhe die Rieselbezirke in einzelne Druckzonen zu zerlegen, denen das Wasser von der gemeinsamen Pumpstation aus abwechselnd zugesendet wird (Paris-Mery Pierrelaye), oder für jede Abteilung ein eigenes Hebewerk anzulegen, das von einer zentralen Kraftstation aus elektrisch betrieben wird (Birmingham).

ruckrohrleitungen und kleinere Zuleitungskanäle folgen zumeist öffent-KMen Straßen und Wegen. Bei schwierigeren Terrainverhältnissen besonders großen Leitungsausmaßen findet wohl auch eine Unterbringung der Rohre in besonderen Galerien statt (Paris).¹)

Zur Konstruktion der Druckrohrleitungen finden bis zu Durchmessern von 1,2 m zumeist gußeiserne Muffenrohre Verwendung. Größere Rohrkaliber werden aus genieteten Rohren oder in Eisenbeton hergestellt (big. 315). Die Eisenbetonrohre für die Hauptzuleitung zu den Pariser Rieselfeldern haben lagen erhalten, die entweder des Rohres eingebettet sind.

Bei der konstruktiven Durchbildung der Druckrohrleitungen und der mit diesen in Verbindung stehenden Spezialbauwerke, wie Siphons, Aquädukte, Rohrbrücken und dergl., ist stets zu beachten, daß es sich um den Transport einer mit Schlamm beladenen, in Zersetzung befindlichen Flüssigkeit handelt. Es ist daher den Bedürfnissen nach Spülung und Entlüftung in weit höherem Maße Rechnung zu tragen, als bei Reinwasserleitungen. Deshalb erscheint es rätlich, zur Vermeidung größerer Schlammablagerungen eine Vorklärung der Abwässer vorzunehmen (Paris-Colo mb es).

Ein wichtiges Spezialbauwerk bilden bei Druckrohren die Druckentlastungsanlagen. Dieselben werden in Form von Standrohren oder automatisch wirkenden Auslässen ausgeführt. Standrohre erhalten einen Überlauf, der nach Erreichung eines bestimmten Wasserstandes in Aktion tritt und dem Mehrzufluß des Abwassers einen Ausweg nach einem Ausgleichsbassin oder einem benachbarten Verteilungsgraben freigibt. Durch einen Schwimmer, dessen Kopf bei Erreichung des Maximalwasserstandes über dem Standrohre erscheint und bei Tag durch eine Fahne, bei Nacht durch eine Laterne weithin sichtbar gemacht wird, wird dem Wärter der Eintritt eines stärkeren Wasserandranges angezeigt (Fig. 316).

Automatische Auslässe finden sich namentlich auf den Pariser Rieselfeldern.

Tellerventile, welches sich nach Erreichung eines bestimmten Überdruckes öffnet und das Wasser nach einem anschließenden Verteilungsgraben ab-

oder

zur

Erzielung einer vollkommenen Dichtheit Blech ein -

an

der Innenfläche angebracht oder im Fleisch

Dieselben bestehen aus einem mit Laufgewicht belasteten

fließen läßt.

Die Grundsätze für die Anlage des Netzes der Haupt- und Nebengräben einer Bewässerungsanlage wurden bereits im I. Bande dieses Handbuches auseinandergesetzt. Dieselben finden ihre sinngemäße Anwendung auch bezüglich der Wasserverteilung bei Spüljauchenrieselfeldern und lassen sich auch auf die Wasserverteilung durch Druckrohre übertragen. Steht

unschwer

genug Druck zur Verfügung, so ist es wohl das rationellste, die Zahl der offenen Verteilungsgräben auf ein Minimum zu beschränken. Denn dieselben immer große Landverluste und erschweren die Kommunikation

verursachen

i) ßechmann et Launay, Notice sur les travaux de l’aqueduc et du parc Paris 1897, Dunod et Cie.

agricole d’Acheres.

49*

und die Bewirtschaftung der einzelnen Schläge ganz erheblich. Auf den Rieselfeldern von Paris entfallen auf 1 ha Fläche ungefähr 40—60 m Rohrstrang und auf etwa 1,5—4 ha eine Ausmündung.

Bezüglich der Drainierung der Rieselfelder wurde das wichtigste bereits mitgeteilt. Es möge nur noch darauf hingewiesen werden, daß man hier meist gezwungen ist, von dem sonst eingehaltenen Grundsätze abzugehen, die Zahl der Drainausmündungen tunlichst zu beschränken.

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8ü

Fig. 316. Standrohr mit Signalschwimmer, Überlanfrohr und Absitzbecken auf den Rieselfeldern

von Berlin-Malchow.

Dies findet seine Begründung einerseits darin, daß die Sammler angesichts der größeren abzuleitenden Wasserquantitäten sonst zu groß ausfallen würden, andererseits um sich jederzeit von der guten Funktion der Drainage und der Qualität der Abflüsse der einzelnen Schläge überzeugen zu können.

y) Anlage- und Betriebskosten.

Bredtschneider und Thumm¹) haben unter der Annahme, daß bei einer Abwasserproduktion von 120 1 pro Kopf und Tag 1 ha Rieselland ein

x) Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt für Wasserversorgung etc., Heft 3,1904.

Tagesquantum von 50 m³ (entsprechend einer Kopfzahl von 420) aufzunehmen \ ermöge, sowie unter der Voraussetzung, daß der landwirtschaftliche Ertrag des Rieselfeldes durch die Betriebskosten ganz verzehrt werde, für verschiedene Bodenpreise das Abhängigkeitsverhältnis zwischen Anlagekosten und Reinigungskosten berechnet. Hierbei wurde weiter angenommen, daß die Aptierungskosten 2500 M. pro Hektar betragen, die für Landerwerb und Aptierung verausgabten Beträge zu 4°/₀ zu verzinsen und für Instandhaltungsarbeiten 1 °/₀ der Aptierungskosten aufzuwenden sind. Für den Fall , der Vornahme einer Vorreinigung rechnen die genannten Autoren eine Wassermenge von 150 m³ pro Hektar und Tag (entsprechend 1260 Einwohnern) und werden die Baukosten der Vorreinigungsanlage mit 0,3 M., die Schlammbeseitigungskosten mit 0,15 M. pro Kopf und Jahr angenommen.

Aus diesen Annahmen ergeben sich die nachstehend tabellierten Werte.

2000 M.    2500 M.    3000 M.    4000 M.    5000 M.    6000 M.

Bodenpreis pro Hektar: — 2400 K = 3000 K =3600K =4800K =6000K = 7200 K

Pf. h    Pf. h    Pf. h    Pf. h    Pf. h    Pf. h

Reinigungskosten ohne Vorreinigung pro 1 m⁸

Abwasser.....

pro Kopf und Jahr .

Reinigungskosten mit Vorreinigung pro 1 m³

Abwasser.....

pro Kopf und Jahr .

Durch die Vorreinigung verringern sich die Kosten um .    .    .    .

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1,54 1,84 0,68 0,81

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31 °/₀

33 o/₀    38 o/o

42 o/₀

45 o/o

Derlei allgemeine Aufstellungen können natürlich die Mannigfaltigkeit der äußeren Umstände, welche die tatsächlichen Reinigungskosten durch Rieselei nicht voll berücksichtigen. Immerhin geben dieselben ein deut-

Ort am stärksten

bestimmen,

un-

liches Bild des Einflusses der wichtigsten und von Ort zu wechselnden Faktoren, nämlich der Kosten des Grunderwerbes und der pro Flächeneinheit entfallenden Kopfzahl (bei Vornahme einer Vorreinigung). Insbesondere zeigt sich, daß die Bodenpreise bei weitem nicht so stark ins Gewicht fallen als vielfach angenommen wird, denn einer Verdoppelung derselben entspricht erst eine 30 °/₀ige Steigerung der Reinigungskosten. Dieser Umstand verdient insofern besondere Beachtung, als die Annahme nicht berechtigt ist, daß überall dort, wo die Bodenpreise nicht einzig durch die spekulative Ausnutzung der Zwangslage der Städte künstlich in die Höhe P-etrieben erscheinen, sondern zufolge besserer chemisch-physikalischer Beschaffenheit des Bodens oder günstigerer Produktions- und Absatzbedingungen erechtfertigt erscheinen, trotz höherer Anlagekosten mit der Erzielung eines randwirtschaftlichen Ertrages gerechnet werden kann.

erworbene

So zeigt von den älteren Berliner Rieselfeldern der relativ am billigsten Rieselbezirk Osdorf (Grunderwerb pro Hektar 1/26 M. inkl.

Aptierungskosten, auf die Gesamtfläche bezogen 4240 M.) in 20 Betriebsjabren 13 mal ein Defizit, das im Jahre 1900 die Höhe von 1,87 °/₀, im 20jährigen Durchschnitt 0,34 °/₀ des Anlagekapitales erreichte. Hingegen war das teuer erworbene Rieselgut Malchow (3080 bezw. 5188 M. pro Hektar) in der gleichen Zeitperiode nie passiv, und hat eine durchschnittliche Grundrente von 1,05 °/₀, eine Maximalrente von 2,32 °/₀ abgeworfen. Das namentlich durch die hohen Aptierungkosten kostspielig gewordene Rieselgut Falkenberg (2510 bezw. 5167 M. pro Hektar) hat sogar mehrmals eine Grundrente von 3,15 °/₀ aufgewiesen (alle Angaben beziehen sich auf die Zeit vor 1907).

In den nachstehenden Tabellen wurden die charakteristischen Zahlwerte für Anlage und Betrieb der größten städtischen Rieselgüter des Kontinentes einander gegenübergestellt. Da das (im Jahre der Bearbeitung, nämlich 1907, verfügbare) Zahlenmaterial nicht durchweg offiziellen Berichten entnommen werden konnte, mögen sich im einzelnen wohl kleine Abweichungen von den wahren Werten ergeben. Bei den Kostenberechnungen ist durchweg eine 4°/₀ige Verzinsung aller Kapitalsaufwendungen, jedoch keinerlei Amortisation angenommen worden. Auch hiermit sind Abweichungen von den offiziellen Angaben bedingt, da vielfach ein anderer Zinsfuß und die verschiedensten Amortisationssätze eingestellt erscheint. Die zweite Tabelle berücksichtigt auch die Kosten der Wasserförderung nach dem Rieselfeld. Diese Ausgabepost wird zwar vielfach auf das Konto der Kanalisation gebucht, da dieselbe ja mit den Kosten des Reinigungsbetriebes nicht unmittelbar verquickt ist. Doch erscheint es nicht unwichtig, bei vergleichenden Kostenberechnungen auch diese Ausgabepost mit in den Kalkül einzubeziehen. Inwieweit die Wasserförderkosten den Betrieb beeinflussen können, zeigt sich am besten bei den Pariser Rieselfeldern. Daselbst betragen die in der Tabelle nicht detaillierten reinen Betriebskosten der Wasserförderung für den der Stadt zunächst gelegenen Rieselbezirk Gennevilliers nur 162 Fr., für den Parc agricole d’Acheres 618 Fr. und für den erst unter 3 maliger Wasserhebung erreichbaren Bezirk Mery-Pierrelaye gar 927 Fr. pro Hektar und Jahr.

(Siehe die Tabelle auf S. 776 und 777.)

Während von seiten der Abwässerreinigungstechniker gewöhnlich nur die pro Kopf bezw. pro 1 m⁸ Abwasser entfallenden Kosten angeführt werden, erscheint es für den Landwirt und Kulturingenieur von besonderer Wichtigkeit, alle Aufwendungen auf die Flächeneinheit des Landes zu beziehen. Denn nur auf diesem Wege vermag man sich ein Bild darüber zu beschaffen, ob und in welchem Umfange sich die Kosten des Reinigungsverfahrens durch geeignete Kulturmaßnahmen noch weiter herabsetzen ließen. Denn wenn auch, wie schon wiederholt hervorgehoben, auf den städtischen Rieselgütern der Reinigungserfolg immer in erster Linie anzustreben ist, so bilden doch diese Anlagen eine so schwere Belastung des Stadtsäckels, daß eine Verminderung ihrer Betriebskosten dringend wünschenswert wäre.

In dieser Hinsicht zeigt sich, daß auf einzelnen Rieselfeldern die derzeit erreichten Betriebseinnahmen ganz unverhältnismäßig niedrige sind, während auf anderen durch die Anlagekosten kaum weniger belasteten Anlagen sogar

ganz ansehnliche Einnahmen erzielt berechtigen, in Zukunft auch anderwärts führen zu können.

werden, welche zu der Hoffnung bessere Betriebsergebnisse herbei-

für inten-

von

Hierbei kommt insbesondere die Parzellenverpachtung sive Kulturen (Gemüse, Handelsgewächse) in Betracht. Denn während an Generalpacht zumeist nur etwa 50-75 K pro Hektar und Jahr erzielt werden (Breslau, Dortmund), werden von Parzellenpächtern Pachtschillinge .BO K (Berlin) bis 350 K (Braunschweig) entrichtet.

ln diesen hohen Pachteingängen scheint z. B. das vorerwähnte gute Wii tschaftsergebnis des Berliner Rieselgutes Malchow mit einem verpachteten Areale von 450 ha (d. i. 36 °/₀ der Gesamtfläche) begründet zu sein, während auf dem ertragsschwächsten Gute Osdorf nur 2 ha in Pacht gegeben sind. Allerdings bringt eine Parzellenverpachtung stets den Nachteil mit sich, daß die Pächter einen schonenderen Rieselbetrieb verlangen, der natürlich auch hier von den städtischen Organen gehandhabt werden muß. Es wird daher das Ausmaß der in Einzelpacht gegebenen Flächen selbst bei entsprechender Nachfrage nicht willkürlich gesteigert werden dürfen. Wenigstens scheinen in Paris, das bei einem Gesamtareale von 5300 ha Rieselland nur 1565 ha, d. i. 30 °/₀, in Eigenbesitz hat (welche Fläche aber selbst wieder an Generalpächter vergeben ist), zeitweise schon bedeutende Schwierigkeiten in der Wasserunterbringung zu bestehen. Denn hier dient der städtische Besitz als Regulator zur Aufnahme jener Wässer, welche von den Besitzern des Privatlandes nicht übernommen werden. Daher entfallen auch auf die städtischen Ländereien im Jahresdurchschnitt rund 59 °/₀ des Gesamtabwasserquantums, und erscheinen dieselben sonach doppelt so stark belastet als das Privatland. Am ungünstigsten stellen sich die Verhältnisse im Monat April, in dem die städtischen Besitzungen sogar 73 °/₀ des Zuflusses aufzunehmen haben, während sich in den Wintermonaten fast das normale Verhältnis (34 °/₀) ergibt.

Im allgemeinen geht aus den vorstehenden Zusammenstellungen hervor, daß die Kosten der Abwasserreinigung auf Rieselfeldern noch nicht als feststehend anzusehen sind. Denn dieselben scheinen — obgleich sie in Anbetracht des erzielten Reinigungseffektes an sich nicht als allzuhoch gelten können — durch eine entsprechende Ausgestaltung dieser zumeist noch jungen und unter ganz eigenartigen Verhältnissen stehenden Betriebe noch einer weiteren Herabsetzung fähig.

1) Die Selbstreinigung der Gewässer.

nach

die am

spezifisches Leistungsvermögen

So kommt es, daß die Lehre von der Selbstreinigung der Gewässer zu schiedenen Zeiten neben eifrigen Verfechtern stets auch heftige Gegner ge-

Die Erscheinung, daß mit Unratstoffen beladene Gewässer nach und auf natürlichem Wege wieder einen höheren Reinheitsgrad annehmen, wird als Selbstreinigung bezeichnet. Daß sich derlei Prozesse in sämtlichen Wasserläufen abspielen, ist wohl schon lange bekannt; hingegen wurden Zustandekommen dieses Phänomens beteiligten Agentien und ihr erst in der neuesten Zeit eingehender studiert.

ver-

Paris

(1905)

2 700 000 209 200 000

5300

5300

100

510

37 200

102,0

sub 33

sub 33

sub 33

006 99

430 200

—    363 300

—    68,5 — 0,134

sub 37

sub 47

50 000 000

9455

18,5

88,0

2000 000

377

0,74

3 075 400

580

1,14

5 075 400 957,0

1,88

0,024

5 505 600

1038

2,04

0,026

Anlage- und Betriebskosten der gröfseren städtischen Rieselfelder des Kontinentes

Freiburg i. B. (1897)

55 000 5 660 000

300

242

80

225 23 400

60,0

605 000

2016

855 000

3560

1 460 000

6030

23,0

97

136 500 455,0

119 500 398,5

17 000

56,5

0,31

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Dortmund

178,1

0,78

0,0076

(1903)

160 000 11100 000

789

510

65

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18 500

50,7

1 562 500

1980

1 700 000

3330

3 262 500

6400

20,4

107

50 500

64,0

55 700

70,6

—    5200

—    6,5

—    0,03

130 500

171,0

256,0

135 700

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630 000

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(1905)

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schweig

(1905)

Breslau

Berlin

241 000 10 600 000

130 000 5 250 000

(1905)

(1905)

Rieselfelder der Stadt: (Rechnungsjahr)

471 000 24 345 000

1120

540

48

446

19 630 53,5

1 394 400

1245

000 000 1

1850

2 394 400

4464

10,0

82,5

205 155 183,0

158 380 142,0

46 775

41,0

0,194

95 776

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14 125

38,0

2 708 000

6770

20,8

188

150100

315,0

134 700 283,0

15 400

32,0

0,120

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33 100

110,0

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176 600

441,5

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0,030    0,0103    0,018

für Paris in Franks

1080

955

2 091 000 97 890 000 15 737

7525

88

493

25 500

70,0

3 401 700

3075

2 407 300

2520

5 809 000

6080

12,3

87

88 000

82,0

20 500

19,5

67 500

62,5

0,145

232 360

215,0

243,0

0,50

164 860 153,0 173,0

0,35

0,0068

2 314 500

2425

4,9

35,0

92 600

97,0

0,20

46 350

48,5

0,10

139 000 145,0

0,30

0,0057

304 000

318

0,65

0,013

48

270

12 610

34,6

33 609 000

2140

20 614 000

2600

54 223 000

7200

25,9

206

3 416 300 217,0

3 517 300 223,4

— 101000 -6,4 — 0,05

2 169 500

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2 270 000

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Gesamt-Abwasserquantum pro Jahr, m³ . Gesamtareale des Rieselfeldes in Hektar. .

Areale der aptierten Fläche in Hektar .... Prozentsatz der aptierten Fläche.......

| Auf 1 ha aptierte f Ei'™°hner.......

I Fläche entfallen | m Abwasser pro Jahr .

'    (m³ Abwasser pro Tag. . .

im ganzen .......

pro 1 ha der Gesamtfläche .

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’    1 pro 1 ha der aptierten Fläche

im ganzen .......

pro 1 ha der berieselten Fläche

pro Kopf.........

pro 1 m³ Tagesleistung . . .

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! Betriebseinnahmen! Im Sanzen

pro 1 ha der Gesamtfläche .

} Betriebsausgaben { *m Sanzen.......

'    1 pro 1 ha der Gesamtfläche .

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pro Kopf

^ im ganzen

pro 1 ha der Gesamtfläche .    .

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pro 1 ha der Gesamtfläche .    .

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pro 1 ha der berieselten Fläche

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pro 1 m³ Abwasser. .    .

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47

48

49

50

funden hat. Denn praktisch hat es sich vielfach gezeigt, daß die Gewässer der Aufarbeitung der ihnen zugemuteten Mengen an Fremdstoffen nicht gewachsen waren. In diesen Fällen handelt es sich aber wohl nie — wenigstens insoweit es sich um mit organischen Fremdstoffen verunreinigte und vor Giftstoffen geschützte Wässer handelt Selbstreinigungsvermögens, sondern eben nur um eine Überlastung oder um den Mangel an der zur Wiederherstellung des anfänglichen Zustandes erforderlichen Zeit.

um ein vollständiges Versagen des

Die Erklärung der Erscheinungen der Selbstreinigung wurde vielfach in rein mechanischen, wie auch mechanisch-physikalischen und chemischen Prozessen gesucht. Neben der mechanischen Sedimentation, sowie der chemischen Säurebindung, von denen erstere aber selbst nur eine mittelbare Reinigung herbeizuführen vermag, dürften diese Kräftewirkungen (namentlich die direkte Oxydation, die keimtötende Wirkung des Lichtes und dergl.) stets nur untergeordnete Effekte bedingen.

Von weit höherer Bedeutung erweisen sich die in den Gewässern ablaufenden biologischen Prozesse.

Werden einem Vorfluter größere Mengen in vorgeschrittenem Zersetzungsstadium befindlicher fäulnisfähiger Abwässer zugeführt, so stellt sich nach erfolgter Durchmischung zunächst eine lebhafte Sauerstoffzehrung ein, welche insbesondere dort am stärksten auftritt, wo Schlammanhäufungen stattfinden, also namentlich in den der Strömung entzogenen flachen, gut durchwärmten Uferbuchten und im Bereiche von Stauanlagen. An solchen Orten spielen sich dann oft Erscheinungen ab, die den in Faulräumen ablaufenden Vorgängen ganz analog sind. Der geringe Sauerstoffvorrat des Wassers und der reduzierbaren Verbindungen schwindet bald vollständig und verlieren hiermit auch alle höheren sauerstoffbedürftigen Organismen jede Existenzmöglichkeit. Erst wenn die unter Mitwirkung anaerob tätiger Lebewesen zustande kommenden Spaltungs- und Zersetzungsprozesse so weit vorgeschritten sind, daß der auf dem Wege der Diffusion oder bei lebhafterer Wasserbewegung auch mechanisch aus der Atmosphäre aufgenommene Sauerstoff den Verbrauch an Menge überwiegt, beginnen sich die Zustände allmählich auch wieder augenfällig zu verbessern. Neben den auf organische Nahrung angewiesenen Abwasserpilzen und den saprophytischen Schlammfressern finden dann nach und nach auch höhere Tier- und Pflanzenformen wieder ihre Existenzbedingungen. Letztere bessern sich insbesondere mit dem Wiederauftreten chlorophyllführender Algen, deren assimilatorische Tätigkeit die Sauerstoffanreicherung wirksam unterstützt.

Die biologische Selbstreinigung eines Gewässers spielt sich in Form einer Reihe einander zugeordneter Lebenskreisläufe statt, in denen stets ein Teil der organischen Substanz durch Veratmung und enzymatische Spaltung in Gasform übergeführt wird, wmhrend ein anderer Teil als Leibessubstanz festgelegt, ein dritter in Mineralsubstanz umgesetzt wird. Nebenher werden allerdings auch wieder organische Abfallprodukte gebildet, die in Verbindung mit den Kadavern der zeitweilig massenhaft absterbenden niederen Organismen

r    ^    wünschenswert, daß sich in den in Selbstreinigung

VerUnrdnigUng (SelbS-r“nrei„^ng) ^es

Es ist daher

be-

indhchen Gewässern einander passend zugeordnete Lebensgemeinschaften llden innerhalb welcher die niedrigen Organismengruppen womöglich noch vor i rem Absterben von höheren Organismen verzehrt werden. Hierdurch werden allmählich wachsende Mengen von organischer Substanz in einzelnen n ivi uen mit längeier Lebensdauer aufgespeichert und hiermit wenigstens zeitweise dem Stoffkreislaufe entzogen.

¹

Reports

bericht pro 1888/89, seither fortlaufende Jahresberichte Nr. 23—42. Eine Bearbeitung in deutscher Sprache findet sich in D. C. Henneking: Die Abwasserreinigung mittels intermittierender Bodenfiltration in Nordamerika, insbesondere im Staate Massachusetts. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt, Heft 12, 1909.

einzelne bestimmte „Leitorganismen“, sondern auch ganz spezifische Lebensgemeinschaften, „Biocoenosen“, zuordnen könne. Nach dem von diesen Organismen ertragenen mehr minder hohen Verschmutzungsgrade unterscheiden die genannten Forscher:

Marsson und Kolkwitz¹) haben wohl zuerst darauf aufmerksam gemacht, daß man den verschieden stark verschmutzten Zonen eines Wasserlaufes nicht nur

a)    die Abwasserzone mit polysaproben Organismen,

b)    die Übergangszone mit mesosaproben Organismen,

c)    die Reinwasserzone mit oligosaproben Organismen.

Die Abwasserzone zeichnet sich in biologischer Hinsicht durch ihren Reichtum an Spaltpilzen (Schizomyceten), bakterienfressenden Geißeltierchen (Flagellaten) und Wimperinfusorien (Ciliaten) aus. Die Zahl der auf gewöhnlichen Gelatine-Nährböden entwickelungsfähigen Bakterienkeime übersteigt oft eine Million pro cm³; trotzdem können pathogene Keime gänzlich fehlen, wenn die Verunreinigung in erster Linie durch die Einleitung gewerblicher Abwässer entstanden ist. Als häufigst auftretender Spaltpilz verleiht insbesondere Sphärotilus natans mit seinen weißlichen, schaffellartigen Kolonien, die oft das ganze Bett des Wasserlaufes auskleiden, der Zone ein charakteristisches Aussehen. Die gleichfalls sehr häufigen Schwefelbakterien sind durch die in feinen Fäden mit Einlagerung von Schwefelkügelchen auftretende Beggiatoa alba vertreten. Die Abwasserzone ist durch sehr geringen Gehalt, oft sogar vollständigen Mangel an freiem, im Wasser gelösten Sauerstoff, andererseits aber wieder durch großen Kohlensäuregehalt ausgezeichnet. Höhere Organismen fehlen daher vollständig. Der zur Ablagerung gelangende Schlamm ist meist reich an Schwefeleisen und intensiv schwarz gefärbt.

Unter fortschreitendem Abbau der zugeführten organischen Substanz geht die Abwasserzone in die Zone der mesosaproben Organismen (Über-

von

der Flora

Beeinflussung durch Abgänge von Wohnstätten und Gewerben. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt. Berlin 1911, Heft 14. — Dr. R. Kolkwitz, Die Beziehungen des Kleinplanktons zum Chemismus der Gewässer, ebenda Heft 14. — Derselbe, Biologie des Trinkwassers, Abwassers und der Vorfluter in Band II (Wasser und Abwasser) des Handbuchs der Hygiene von M. Rubner. Leipzig 1911, S. Hirzel.

i) Dr. R. Kolkwitz und Dr. M. Marsson, Grundsätze für die biologische Beurteilung des Wassers nach seiner Flora und Fauna. Mitteilungen der königl. Prüfungsanstalt etc. Berlin 1902, Heft I. — Derselbe, Die biologische Selbstreinigung der natürlichen Gewässer, Handbuch der technischen Mykologie, herausgegeben F Lafar, III. Band. Jena 1907, Gustav Fischer. — Dr. M. Marsson, Die Bedeutung und Fauna der natürlichen Gewässer für ihre Reinhaltung, sowie ihre

gangszone) über. Letztere kann aber auch die erste Stufe der Selbstreinigung darstellen, wenn geringe Abwassermengen in reine Gewässer eingeleitet werden. Gewöhnlich wird diese Zone noch in zwei Abschnitte, den a-meso-saproben und /?-mesosaproben Teil geschieden. Ersterer nähert sich in seinem biologischen Charakter der Abwasserzone, der letztere der Reinwasserzone. Die Abflüsse künstlicher biologischer Abwasserreinigungsanlagen gehören zumeist noch zur a-Zone, die Drainabflüsse guter Rieselfelder hingegen schon zur ß-Zone.

In dieser Zone ist der Gehalt des Wassers an entwickelungsfähigen Bakterienkeimen immer noch recht bedeutend und vielfach höher als 100 000 pro 1 cm³, daneben finden sich aber stets beträchtliche Mengen von Plankton-Algen, welche an Zahl die Bakterien oft weit übertreffen. Für die ganze mesosaprobe Zone kommen bereits etwa 400 charakteristische Arten pflanzlicher und tierischer Lebewesen in Betracht. Im Wasser und Schlamm laufen nurmehr Oxydationsprozesse ab, der Schlamm enthält das Eisen nicht mehr an Schwefel, sondern an Sauerstoff gebunden. Immerhin kann aber der Gehalt an freiem Sauerstoff gelegentlich noch stark abnehmen, insbesondere in dunklen Nächten bei ruhender assimilatorischer Tätigkeit der als Durchlüfter wirkenden grünen Algen. Zumeist bildet diese Zone namentlich in ihrem /^-Abschnitte einen guten Standort für Fische.

In der Reinwasserzone ist der Mineralisierungsprozeß der organischen Unratstoffe schon fast abgeschlossen. Die Zahl der auf Nährgelatine entwickelungsfähigen Bakterienkeime ist auf etwa 1003 pro 1 cm³ gesunken, der Bestand an höheren Organismen überaus reichhaltig gegliedert.

Gestattet die Erforschung des biologischen Gesamtcharakters eines Gewässers ein klares Bild über dessen Beharrungszustand zu gewinnen, so bietet diese Methode andererseits auch die Möglichkeit, Einzelereignisse, wie z. B. den plötzlichen Abgang größerer Mengen industrieller Abwässer, in ihren schädlichen Folgen nachzuweisen und hiermit Mißstände aufzudecken, welche eine chemische Untersuchung allein oftmals nicht festzustellen vermag.

m) Die Reinigung fäulnisfähiger Abwässer in Fischteichen.

Das Studium der bei der Selbstreinigung der Gewässer ablaufenden biologischen Prozesse, sowie die Erkenntnis, daß die hierbei in Betracht kommenden Organismen in stehenden oder nur mäßig durchströmten Gewässern eine besondere Aktivität zu entfalten vermögen, hat in neuester Zeit dazu geführt, Fischteiche, welche früher höchstens zur Nachreinigung der Abflüsse von Füll- und Tropfkörpern, Bodenfiltern und Rieselfeldern herangezogen wurden, nunmehr auch zu primären Reinigungsanlagen auszugestalten und die im Wege der Selbstreinigung in der Mikroflora und Mikrofauna festgelegte organische Substanz als Futtermittel für Speisefische wirtschaftlich zu verwerten.

Von den Beobachtungen über das hohe Selbstreinigungsvermögen und Produktionsvermögen der mit Abgängen aller Art hochgradig belasteten Dorfteiche ausgehend, haben Prof. Dr. N. Zuntz-Berlin und Prof. Dr. E. Hofer-

Fische besonn Er“h:^Verhältnissen der in solchen Gewässern gehaltenen TeTchen ? tf Aufmerksamkeit zugewendet und nachgewiesen, da« in e chen, welche in systematischer Weise mit Abwässern beschickt werden, mgung und Erzeugung von Fischfleisch in analoger Weise parallel laufen können wie der Reinigungs- und Pflanzenproduktionsprozeß auf Rieselfeldern.

lat sici abei gezeigt, daß die reich gegliederte Organismenwelt eines 1 eiches, auf die Flächeneinheit bezogen, sogar eine weit höhere Umformungs-arbeit zu vollbringen vermag, als die niedere Fauna und Flora des Bodens.

Wie aus den früheren Ausführungen über das Selbstreinigungsvermögen der Gewässer hervorgeht, bleibt hierbei von wesentlichster Bedeutung, daß in den als Reinigungsanlagen funktionierenden Fischteichen nur jene Zustände platzgreifen dürfen, welche für die Mesosaprobe- oder Übergangszone eines in Selbstreinigung begriffenen Gewässers charakteristisch sind.

die Ablagerung größere

um

I )ementsprechend sollen die Abwässer den Fischteichen nur in frischem, ungefaultem Zustande zugeleitet werden und ist es auch notwendig, die gröberen organischen Suspensa durch Sieb- oder Rechenanlagen, bezw. eine rasche mechanische Vorklärung auszuscheiden,

Mengen fäulnisfähigen Schlammes hintanzuhalten. Auch feiner Mineralschlamm, wie er vom Kanalwasser, namentlich zu Regenzeiten mitgeführt wird, ist durch Vorklärung auszuscheiden, da er für den empfindlichen Kiemenapparat der Fische schädlich ist.

Unter Einhaltung dieser Vorsicht können die Teiche je nach Konzentration der in Betracht kommenden Kanalabflüsse mit einem Gemische von Abwasser und Reinwasser im Verhältnisse 1 : 2 bis 1 : 6 beschickt werden.

um

Nach den bisherigen Erfahrungen genügt 1 ha nutzbare Teichfläche zur Unterbringung der Abwässer von 2000 bis 3000 Personen, also des etwa 10 fachen Quantums, das auf Rieselfeldern aufgebracht zu werden pflegt. Das erforderliche Gesamtareal wird auf Einzelteiche von höchstens 1 ha Fläche aufgeteilt, welche zwecks guter Durchwärmung mit geringer Tiefe, und zwar etwa 30 cm am Rande sowie 50—75 cm in der Mitte angelegt werden. Der Abwasserzufluss hat nicht an einer einzigen Stelle zu erfolgen, sondern vielmehr an mehreren, längs des ganzen Umfanges anzuordnenden Einlaufstellen, eine rasche und vollständige Durchmischung des Wassers zu erzielen. Jeder Teich muß außerdem nach Bedarf vollständig trockengelegt werden können.

x) Dr. W. Cronheim: Reinigung von Abwässern durch Fischteiche, Gesundheitsingenieur XXXI, Nr. 8. — Dr. B. Hofer: Über den Einfluß geklärter Abwässer auf die Beschaffenheit der Flüsse. Bericht über den XIV. Internat. Kongreß für Hvffiene und Demographie. Berlin 1907. — Dipl.-Ing. E. Schick: Die Reinigung städtischer Abwässer durch Fischteiche, Techn. Gemeindeblatt XII, 1909, S. 276—279. Fischteiche im Dienste der Reinhaltung unserer Gewässer, Gesundheit, 1909, S. 200. — Dipl In⁰⁻ Prof W. Miller: Die Kanalisation der Stadt Wemding in Schwaben. Gesundheitsingenieur XXXIII, S. 237. - Dr. E. Neresheimer, Neuere Erfahrungen d Gebiete der Abwässerreinigung. Osterr. Fischerei-Zeitung, IX. Jahrg., 1912, 21    _ Derselbe, Die Abwasserreinigung durch Fischteiche, ebenda, X. Jahrg.,

1913, Nr. 18 und 19.

Der in derlei Fischteichen bei sachgemäßem Betriebe erzielbare Reinigungseffekt ist — vom Bakteriengehalte der Abflüsse abgesehen — jenem guter Rieselfelder gleichzustellen. Der Gehalt des Wassers an organischem Stickstoff erfährt zwischen Zufluß und Abfluß eine Verminderung um ca. 80 °/₀. Die Teichabflüsse sind klar, geruchslos und fäulnisunfähig.

Die Produktionsverhältnisse derartiger Teiche, für welche sich insbesondere Karpfen, Schleien, Regenbogenforellen und Zwergwelse als Besatzfische eignen, können für Jahre bezw. Örtlichkeiten mit kühlem Sommer mit zumindest 3—5 p Fischfleisch pro Hektar veranschlagt werden und dürften sich in warmen Jahren auf 10 q und darüber erheben.

Zufolge ihrer geringen Tiefe können die Teiche zur Überwinterung des Fischbesatzes nicht dienen und müssen daher im Herbste abgefischt werden. Den anfänglich gehegten Befürchtungen entgegen zeigen die Abwasserteiche auch im Winter ein hohes Selbstreinigungsvermögen, da sich, wie die einschlägigen Untersuchungen ergeben haben, unter der Eisdecke eine ganz spezifische Protozoenfauna entwickelt, welche auch in der kalten Jahreszeit den Selbstreinigungsprozeß bewerkstelligt, ohne Fäulnis Vorgänge auf-kommen zu lassen.

III. Landwirtschaftliche Verwertung der Abwässer.

Der Umstand, daß es zumeist große und größte Städte waren, welche unter dem Zwange, ihre Abwässer unschädlich zu machen, sich zuerst an die Errichtung von Rieselfeldern heranwagen mußten, ist direkt als ein Hemmschuh in der Lösung des Problemes einer rationellen landwirtschaftlichen Verwertung der Abwässer zu bezeichnen. Denn die auf diesem Riesenunternehmen unter den schwierigsten äußeren Verhältnissen mit dem Landwirtschaftsbetriebe erzielten wenig aufmunternden finanziellen Ergebnisse haben nicht verfehlt, die weitesten Kreise mit Mißtrauen und Voreingenommenheit zu erfüllen. Findet man doch heute gerade unter den Landwirten vielfach noch die Ansicht vertreten, daß die städtischen Spüljauchen-Rieselanlagen als gewinnbringende Unternehmungen gedacht seien, während dieselben in erster Linie darauf ausgehen, auf dem zur Zeit ihrer Gründung einzig gangbaren Wege einen durchgreifenden Reinigungserfolg zu erzielen.

Sicherlich hätten auch diese Großbetriebe zu anderen, weit besseren wirtschaftlichen Endergebnissen geführt, wenn man bei ihrer Einrichtung über ein entsprechendes Maß unter einfacheren äußeren Bedingungen gewonnener Erfahrungen verfügt hätte, oder doch zumindest in der Lage gewesen wäre, diese Anlagen allmählich in organischer Weiterentwicklung auszubauen und auf ihren vollen Umfang anwachsen zu lassen. Ist es doch eine allenthalben zu beobachtende Erscheinung, daß sich so. einschneidende Änderungen des Wirtschaftssystemes wie der Übergang vom extensiven Getreidebau zu Feldgemüsekultur und intensivem Futterbau auf von Natur aus keineswegs futterwüchsigem Boden sich nur nach und nach bewerkstelligen lassen, nicht aber mit dem Tage der vollen Inbetriebsetzung eines Zuleiters, der von diesem Momente an einen ununterbrochen fließenden Düngerstrom in ein Gelände sendet, dessen natürliche und wirtschaftliche

Produktionsfaktoren früher weise bedingten.

eine vollkommen abweichende Bewirtschaftungs-

eematht^'T Schwieri§rkeiten konnten und durften nicht geltend

dL M 1    , i enu SOlange einziS und allein die Landberieselung

d e Möglichkeit bot, Abwässer durchgreifend zu reinigen.

enn gegenüber der Bedeutung der Reinhaltung der Wasserläufe für das Cememwohl mußten alle Bedenken weichen, welche sich auf die finanziellen Opfer für Anlage und Betrieb der Rieselfelder bezogen.

Heute verfügt man in den künstlichen biologischen Reinigungsverfahren ü jer ein Hilfsmittel, das, abgesehen von seiner universellen Durchführbarkeit, auch dort, wo sich Rieselfelder als ökonomisch konkurrenzberechtigt oder sogar vorteilhafter erweisen sollten, mehr und mehr Anwendung zu finden verspricht. Denn die meisten Städte dürften Oxydationsanlagen mit ihrem weitaus einfacher zu handhabenden Betriebe den Rieselfeldern vorziehen, dei en Leistungsfähigkeit rücksichtlich des Reinigungserfolges zwar theoretisch noch immer an erster Stelle steht, praktisch aber an ein weit höheres Maß \ on Sachkenntnis und Hingabe der Betriebsleitung geknüpft ist.

Diese Anschauungen herrschen nicht nur in England, das in Abwasserfragen wohl über die reichsten guten und bösen Erfahrungen verfügt. Sie scheinen auch auf dem Kontinente mehr und mehr Eingang zu finden. Wenigstens geben einige der hervorragendsten Autoritäten ihrer Skepsis hinsichtlich der Zukunft des Rieselbetriebes unverhohlen Ausdruck.¹)

Der historischen Entwickelung der Dinge ist es sonach zuzuschreiben, wenn mit den Bestrebungen zur landwirtschaftlichen Verwertung der Abwässer nicht nur technische Schwierigkeiten zu überwinden sind, sondern auch noch ein verloren gegangenes Vertrauen erst wieder neu erworben werden muß.

Soll eine landwirtschaftliche Abwasserverwertung möglich sein, so bedarf es vor allem der Befreiung von dem einen gewinnbringenden Landwirtschaftsbetrieb auf den städtischen Rieselgütern vereitelnden Zwange, dortselbst jederzeit übergroße Abwassermengen unterzubringen. Läßt sich derselbe lediglich auf die eine im Interesse des Gemeinwohles zu erhebende Forderung beschränken, den Verwertungsprozeß so zu handhaben, daß keinerlei sanitäre Mißstände geschaffen werden, so dürfte sich auch an vielen Orten die Gelegenheit zu einer wirtschaftlichen Ausnutzung der städtischen Effluvien ergeben. Allerdings darf man sich nicht verhehlen, daß sich nicht allenthalben die Abwasserreinigung durch Abwasserverwertung ersetzen lassen wird. Doch

von uns es

verkauft und künstliche biologische Anlagen als Ersatz herstellt.“

In ähnlichem Sinne äußert sich auch Calmette in dem ebenfalls schon zitierten Werke: „Recherches sur l’Cpuration des eaux d’egout“, pag. 228.

A) So schließt Dun bar die I. Auflage des mehrerwähnten „Leitfaden für die Abwässerreinigungsfrage“ mit den Worten: „Ich bin überzeugt, daß es sich für viele Städte billiger stellen wird, das Berieselungsverfahren aufzugeben und es durch das künstliche biologische Verfahren zu ersetzen. Es läßt sich ziemlich sicher voraussehen, daß die Dinge diesen Verlauf tatsächlich nehmen werden, sobald das Wachstum der Städte ein gewisses Maß überschritten hat. Ich bezweifle z. B. nicht, daß viele noch erleben werden, daß Berlin seine Rieselflächen für Bebauungszwecke

dürfte sich zu deren Vornahme künftighin um so öfter Gelegenheit ergeben, je mehr mittlere und kleine Gemeinwesen sich zur Anlage von Vollkanalisationen entschließen.

Die verschiedenen Modalitäten, unter, denen eine Abwässerverwertung an einzelnen Abwasserproduktionsgebieten durchführbar wird, soll noch zur besonderen Besprechung gelangen.

Bei der Abwasserverwertung beschränkt sich der Abwasserbezug lediglich auf jenes Quantum, das zur Düngung und Anfeuchtung unumgänglich notwendig erscheint, da ja jedes Mehr einen den Reinertrag schmälernden Kostenaufwand verursacht.

Dieses Quantum ist aber stets weit geringer als jenes, das selbst wenig geeignete Böden vollkommen zu reinigen vermögen. Es ist somit auch kein Grund zur Befürchtung vorhanden, daß bei dieser Art der Verwendung hygienisch bedenkliche Zustände geschaffen würden.

Mit Herabsetzung der pro Flächeneinheit Kulturlandes aufzubringenden Wassermenge werden aber auch die Aptierungs- und Verteilungskosten wesentlich geringer ausfallen als auf den städtischen Rieselfeldern. Dieselben werden sich dann nur innerhalb jener Grenzen bewegen, die heute schon für die Herstellung von Bewässerungsanlagen und den regelmäßigen Zukauf künstlicher Düngemittel eingehalten werden. Und diese Aufwendungen sind unter den derzeitigen Wirtschaftsverhältnissen keineswegs gering¹) und dürften in Zukunft sogar noch wesentlich vermehrt werden können.

Gelegentlich der Besprechung der Rieselfelder, auf denen eine übermäßige Düngerzufuhr unvermeidlich ist, konnte ein näheres Eingehen auf den Nährstoffgehalt der Abwässer und das Nährstoffbedürfnis der Pflanzen unterbleiben. Hier muß auf diese Verhältnisse etwas näher eingegangen werden, doch kann angesichts der großen örtlichen und zeitlichen Schwankungen in der Zusammensetzung der Abwässer derzeit nur mit rohen Durchschnittswerten gerechnet werden.

Die pro Kopf und Jahr in den festen und flüssigen Abgängen der Menschen enthaltenen Mengen an wertvollen Pflanzennährstoffen können nach Heiden wie folgt veranschlagt werden:

Im Kot Im Harn Zusammen

Bestandteile:

Im natürlichen Zustande.

Trockensubstanz. .    .    .

Hierin Stickstoff. .    .    .

Kali........

Phosphorsäure ....

Sonach wären in 1 m³ Abwasser bei einem Wasserverbrauch von 100 1 pro Kopf und Tag 0,140 kg Stickstoff, 0,03 kg Kali und 0,033 kg Phosphorsäure zu erwarten.

Da aber einerseits nie sämtliche Auswurfstoffe in die Kanalwässer und andererseits auch noch andere flüssige und feste Stoffe zur Abschwemmung

Heinemann, Anlage und Düngung von Wiesen und Grasfeldern im Sauerlande. Berlin, Verlag von Pass & Garleb.

kg

kg

o cT o

438

486

23

34

4,4

5,2

0,81

0,66

IO O Ol 00

feie*    da    K r6 VerdunnunS durch    und Grundwässer    etc. eintritt,

^■Sl    Kanal wasser zumeist eine abweichende Zusammensetzung. Der

a n>

tickstoffgehalt erfährt durch die in den Kanälen auftretenden Fäulnisvorgänge eine Herabsetzung, der Kaligehalt ein wesentliche Vermehrung (von den beifen, Waschwässern u. dergl. herrühre d). Bei generellen Veranschlagungen wird    man    allgemein für Abwässer normaler    Konzentration (100    1 pro Kopf

und    Tag)    im Jahresdurchschnitt pro 1 ma    einen Gehalt von    80—100 g

Stickstoff, 60—75 g Kali und 20—25 g Phosphorsäure in Rechnung stellen dürfen. Das Nährstoffverhältnis würde also etwa N: K₂0 : P„Ob = 4:3:1 betragen.

nur

von

Nun ist aber der organische Stickstoff bezw. das Ammoniak der Pflanze in untergeordnetem Maße direkt zugänglich. Da aber während der Umformung stets bedeutende Stickstoffverluste auftreten, wild man auch nicht den ganzen Stickstoffgehalt der Abwässer als nutzbar betrachten dürfen. Die in der Versuchsstation zu Lawrence für intermittierend betriebene Sandfilter aufgestellten Stickstoffbilanzen ergeben, daß bis zu 20% in den Filtern in schwer zersetzbarer Form zurückgehalten wurden und ein gleicher Betrag in Form von freiem Stickstoff entbunden wurde. Dies würde also Verluste 40% ergeben. Die von Gerlach¹) mit den Wasserfäkalien der Stadt Posen angestellten Düngungsversuche haben ergeben, daß sogar nur 45—58%, im Mittel 47 % des zugeführten Stickstoffs von den Pflanzen aufgenommen wurden. Man wird also auch nie obige Verhältniszahlen, sondern nur das reduzierte Nährstoffverhältnis von N:K₂0:P₂0b— 2:3:1 in Rechnung stellen dürfen.

Der Nährstoff bedarf der Kulturpflanzen ist in der nachstehenden Tabelle

angeführt:

Nährstoffentnahme durch eine mittlere Ernte in kg pro Hektar²)

Das erforderliche Quantum N ist enthalten in m³ Abwasser (bei 50 % Ausnutzung)

Das Ab-

Fruchtgattung

Kfi P,0,

Wasserverbrauch pro Kopf und Tag

25 1    50 1    100 1 I 200 1

wasser-

quantum

wird

erzeugt

von

Personen

Zerealien......

Leguminosen.....

Hackfrüchte.....

Futterpflanzen .    .    .    .

Verhältniszahlen im Mittel (ohne Leguminosen) .

56

70

30

180

360

110

101

124

58

25

375

750

204

124

44

37

10 : 14,2 : 3,6

350

700

720 | 1440 1500 3000 1400 2800

20

40

36

425

850

1700

3400

45

dieser Zusammenstellung geht hervor, daß bei Berücksichtigung

der

Aus

unvermeidlichen Stickstoffverluste die Nährstoffzusammensetzung der

der Deutschen Landwirtschafts-Gesellschaft. Berlin

') Gerlach, Mitteilungen 1903 Stück 2; 1907, St. 1, S. 91o.

’ 2) Nach O. Raitmair in Hitschmanns Vademecum für den Landwirt, 11. Auflage, Wien 1906.

Friedrich,

Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.

50

Abwässer bei weitem nicht so ungünstig ist, als vielfach angenommen wird, und das sich dieselbe, wenn ein vollständiger Rückersatz des Stickstoffs angestrebt wird, durch künstliche Beidüngung mit Kali zumeist leicht entsprechend regulieren läßt. Der Phosphorsäurebedarf würde hierbei ohnehin stets voll gedeckt. Zumeist wird auch eine künstliche Kalkzufuhr vorgenommen werden müssen.

In der Tabelle wurden auch die zum vollen Stickstoffrückersatz erforderlichen Wassermengen bei verschiedenen Abwasserkonzentrationsgraden (unter Annahme einer gleichbleibenden relativen Zusammensetzung) berechnet. In der letzten Spalte der Tabelle wurde auch die Bewohnerzahl, welche die angegebenen Abwassermengen im Laufe eines Jahres produziert, angegeben. Praktisch ist diese Zahl allerdings insofern ziemlich bedeutungslos, als eben bei der Abwasserverwertung ein kontinuierlicher Abwasserbezug undurchführbar ist. Hier wird also zeitweise mit einer höheren Kopfzahl zu rechnen sein. Dies bedingt zwar selbst wieder eine gewisse Nährstoffvergeudung, doch bleibt dieselbe auch dann noch weit zurück hinter jener auf städtischen Rieselfeldern, wo die 10—20 fache Kopfzahl pro Hektar nutzbarer Fläche entfällt.

Weiter ist zu bemerken, daß Leguminosen und Futtergemische, denen ja auch der freie Stickstoff der Atmosphäre zugänglich ist, zur Volldüngung geringere Abwassermengen benötigen; doch wird man gerade bei diesen Kulturgattungen nicht nur die angegebenen mittleren, sondern Maximalernten anstreben und daher auch der Flächeneinheit Landes mehr Nährstoffe zuzuführen haben.

Im allgemeinen zeigt sich, daß die zum vollen Rückersatz erforderlichen Wassermengen selbst bei Abwässern normaler Konzentration nur etwa ¹/10 bis ¹/₇ der Zuflüsse zu den am schwächsten beanspruchten städtischen Rieselfeldern (Berlin) betragen. Dieselben erreichen für Zerealien nur 10—12°/₀, für Futterpflanzen ca. 26—28 °/₀ einer mittleren Jahresregenhöhe von 600 bis 650 mm, bleiben also auch in der Größenordnung der Schwankungen der Regenergiebigkeit zwischen nassen und trockenen Jahren. Diese Mehrzufuhr an Wasser dürfte wohl selten als schädlich anzusehen sein, und wird sogar durch den gesteigerten Wasserbedarf einer üppigeren Vegetation zumeist wieder direkt in Anspruch genommen werden.

Hingegen würde auf durchlässigen, flachgründigen Böden und in Gegenden, die arm sind an sommerlichen Niederschlägen, mit der für Düngungszwecke hinreichenden Abwassermenge nicht auch schon der Wasserbedarf zur Anfeuchtung der stärker transpirierenden Leguminosen und Futterpflanzen bestritten werden.

Stehen genügende Mengen an Abwasser zur Verfügung, so werden diese Kulturgattungen wohl auch bei einer Mehrzufuhr von Dungstoffen keinen Schaden nehmen, vorausgesetzt, daß der Wässerbetrieb so gehandhabt wird, daß keine schädliche Konzentration der zugeführten Salze auftreten kann.

Wirtschaftlich erscheint es aber besser, in einem solchen Falle eine künstliche Verdünnung der Abwässer vorzunehmen. Nach den früher (Bd. I, S. 429) gemachten Angaben bewegen sich die unter den klimatischen

zischen 8600 H ^nnn⁸ ^ Anfeuchtung erforderlichen Wassermengen zwischen 3800 und 10000 m pro Hektar und Vegetationsperiode Es

co :cü

Bei reichlicherer eine weit höhere Verdünnung Platz greifen

wurde sonach wenn keine N hrstoffvergeudung auftreten soll, ein normale Abwasser auf das 2- bis «fache zu verdünnen sein.

Wässerung kann naturgemäß noch (1 : 15 bis 1 : 30).

Wie die vorstehenden Ausführungen zeigen, stellt sich die landwirtschaftliche Abwasserverwertung stets dar als die Verquickung eines Düngungsproblemes mit einem Bewässerungsproblem. Deshalb wird der Verwertungsprozeß den örtlichen Verhältnissen entsprechend die mannigfachsten Modifikationen zu erfahren haben.

Allgemein lassen sich 3 Haupttypen von Verwertungsmöglichkeiten unterscheiden, von denen eine jede derzeit schon durch praktisch erprobte Anlagen repräsentiert ist, nämlich:

Düngung nicht unbedingt bewässerungsbedürftiger Böden bezw. Kulturen (Eduardsfelde bei Posen,¹) Osterode).²)

II. Verwertung von Abwässern normaler Konzentration auf Böden, denen neben einer Düngung auch eine Wasserzufuhr zustatten kommt (Samländische Rieselfeldgenossenschaft bei Königsberg).³)

III. Verwertung künstlich verdünnter Abwässer auf in erster Linie bewässerungsbedürftigen Böden (Hardtfeld-Bewässerung bei Mülhausen i. E., Wiesenwässerungen an der Vettabia bei Mailand)⁴) (Fig. 312 auf S. 763).

zur

I. Verwertung konzentrierter Abwässer

Hinsichtlich der Stellung der Abwasserverwertungsanlagen in ihrem Verhältnisse zu den Abwasserproduktionsgebieten und der örtlich notwendigen, mehr oder minder vollkommenen Abwasserreinigung lassen sich im allgemeinen wieder verschiedene Fälle unterscheiden.

Eine Abwasserverwertung kann Platz greifen:

1.    an Orten, die angesichts besonders günstiger Vorflutverhältnisse eine Abwasserreinigung überhaupt als überflüssig erscheinen lassen;

2.    zwecks Entlastung von Vorflutern, welche bei steigender Belastung mit ungereinigten Abwässern einen allmählichen Rückgang in ihrem Selbstreinigungsvermögen erkennen lassen;

x) Stadtbauinspektor A. Wulsch, Die landwirtschaftliche Verwertung der städtischen Kanalwässer, nach dem Vorbilde von Eduardsfelde bei Posen. Posen 1903. W. Decker & Co.

²)    Derselbe, Landwirtschaftliche Verwertung der städtischen Kanal wässer Osterode. Gesundheit XXXI. Jahrg., Nr. 9.

³)    Prof. Dr. Danckwerts, Bildung einer Wassergenossenschaft zur landwirtschaftlichen Ausnutzung der Kanalisationswässer der Stadt Königsberg. Leipzig,

Leineweber. — Derselbe, Mitteilung auf dem VIII. internationalen

von

Verlag von landwirtschaftlichen Kongreß. Wien 1907.

Hofrat E. Markus, Die Bewässerungen mit verdünnten städtischen Ab-Österr. Wochenschrift für den öffentlichen Baudienst, — A. Celli und A. Menozzi, La Depurazione agricola delle

⁴)

bei Mailand.

wässern

Jahrg. 1902, Nr. 46.

die fognatura di Milano. Modena 1902.

acque

50*

3. im Anschlüsse an Reinigungsanlagen, und zwar

a)    unter Verwendung der den örtlichen Verhältnissen des Vorfluters entsprechend gereinigten Abflüsse,

b)    unter Verwendung der ungereinigten oder grob vorgereinigten Zuflüsse.

Daß man sich die sub 1 gekennzeichneten Verhältnisse, welche die freieste Abwasserverwertungsmöglichkeit bieten, bisher nur wenig zunutze gemacht hat, mag wohl in erster Linie dem schon hervorgehobenen Mißtrauen gegen den wirtschaftlichen Erfolg derartiger Maßnahmen zuzuschreiben sein. Daß man in früherer Zeit die Sachlage anders beurteilte, zeigen die oft als die ältesten Rieselfelder genannten Craygentinny-Wiesen und -Felder bei Edinburgh, sowie die Wiesen unterhalb Bunzlau¹) in Schlesien, wilde Berieselungen, denen hinsichtlich der Wasserverwendung und des zu gewährleistenden Reinigungserfolges nur wenig Beschränkungen auferlegt waren.

Sind andererseits Abwässer in Reinigungsanlagen bereits so weit unschädlich gemacht (3 a), daß dieselben unter den örtlichen Verhältnissen den Vorflutern unbedenklich übergeben werden könnten, so wird sich gegen deren zeitweilige landwirtschaftliche Verwertung wohl keinerlei Einwand erheben lassen. Daß derlei Abflüsse vorzügliche Eigenschaften zur düngenden Bewässerung besitzen, läßt sich namentlich an zahlreichen englischen Reinigungsanlagen konstatieren. Denn in diesem Lande besteht noch die behördliche Vorschrift, daß nicht nur die mechanisch oder chemisch-mechanisch vorgeklärten, sondern selbst die in künstlichen biologischen Anlagen verarbeiteten Abwässer einer Nachbehandlung auf Kulturland (zumeist Wiesen) unterworfen werden sollen. Viele dieser Rieselwiesen, welche zur vollkommenen Ausnutzung des Dungwertes allerdings viel zu klein bemessen sind, stammen aus einer Zeit, in der die Vorbehandlung nur in einer Klärung bestand. Damals hatten dieselben sogar den wesentlichsten Teil der Reinigungsarbeit zu vollbringen. Heute erhalten dieselben teils nur kleinere Abwassermengen, teils sogar ausschließlich biologisch vorbehandeltes Wasser zugeführt. Bei diesen geänderten Verhältnissen haben sich aus von Unkräutern überwucherten Morästen allmählich üppige Wiesen mit einer süßen Grasvegetation entwickelt, welche sich in Aussehen und Ertrag von den umliegenden Naturwiesen und Weiden auf das vorteilhafteste unterscheiden.

Auch in Deutschland hat man sich bereits an einzelnen Orten die Abflüsse von Oxydationsanlagen zur wilden Wiesenbewässerung nutzbar gemacht (Unna). In diesen Anlagen sind sicherlich die ersten Anfänge einer künftigen intensiveren Abwrasserverwertung zu erblicken.

Scheinbar haben nun die Abwasserproduzenten keinerlei Interesse an den bisher genannten Verwertungsmöglichkeiten durch dritte Personen. Es bleibt

*) Die Bunzlauer Wiesen sind in den letzten Jahren der Verbauung zum Opfer gefallen, und mußten durch ein systematisch angelegtes und nun auf Reinigung betriebenes Rieselfeld ersetzt werden.

a ier stets zu beachten, daß in vielen Fällen sowohl Rohabwä bflusse m längeren Leitungen den Vorflutern zugeführt Auch diese Objekte erfordern neben den Anlagekosten noch ßetriebsauf-Wenr ungen fyr Entschlammung und Entkrautung. Letztere Ausgaben stehen in ire em erhältnis zu dem abgeleiteten Wasserquantum, und würden daher stets erheblich geringer werden, wenn mehr oder minder große Abwassermengen zeitweilig oder gar dauernd der landwirtschaftlichen Verwertung zugefuhrt werden könnten. So konnten z. B. die in dem 30 km langen Ableitungsgraben, der die Abwässer der Stadt Königsberg nach dem Frischen Haff befördert, angelegten Sedimentierbecken, denen anfänglich die Aufgabe zugedacht war, die untere mit geringem Gefälle versehene Grabenstrecke vor \ ei schlammung zu schützen, fast ganz außer Betrieb gesetzt werden, seitdem der größte Teil der Abwässer von der samländischen Rieselfeldgenossenschaft abgenommen wird. Aber selbst die Ableitung gut gereinigter Abwässer kann insofern noch besondere Auslagen verursachen, als dieselben zufolge ihres hohen Nährstoffgehaltes in wasserarmen Gräben und Vorflutern das Emporkommen einer üppigen Flora zur Folge haben, die nicht nur Ab-llußerschwernisse darbietet, sondern geradezu zu einer sekundären Wasserverunreinigung Anlaß geben kann, wenn namentlich die in solchen Wässern wuchernden Pilze (Leptomitus), die grünen Algen und das besonders haft auftretende tierische Plankton zum Absterben gelangen. So mußte beispielsweise auf einzelnen der Berliner Rieselgüter eine neuerliche Verrieselung von Drainwässern einzig aus dem Grunde eingeführt werden, um eine weitere Verminderung des Nährstoffgehaltes der im übrigen gut gereinigten Abflüsse zu erzielen, und hierdurch die sekundäre Verpestung wasserarmer Vorfluter zu bekämpfen.

0) (fi

müssen.

massen-

sondern sogar Ersparnisse erzielen läßt, und die Perspektive

Sonach haben auch in den sub 1 und 3 a angeführten Fällen die Abwasserproduzenten ein direktes Interesse an einer landwirtschaftlichen Weiteiverwertung der Abflüsse, indem dieselbe nicht nur keine Ausgaben erfordert

eröffnet, in Zukunft einen wenn auch nur bescheidenen Wasserzins einheben zu können.

in der auch die Möglichkeit der vollen landwirtschaftlichen Ver-der Abwässer besteht, erscheint es keineswegs ausgeschlossen, daß eine zeitweise Entlastung vielerorts schon dem Eintreten schlimmerer

Bezüglich der Entlastung in ihrem Selbstreinigungsvermögen bedrohter Vorfluter (2) braucht wohl nur darauf hingewiesen zu werden, daß Wasserläufe, welche unter der allmählich gesteigerten Abwasserzufuhr die ersten Anzeichen einer Verschmutzung erkennen lassen, vor weiterer Verschlechterung bewahrt werden können, wenn ihnen wenigstens zeitweise weniger Abwässer zugeführt werden. Da sich die nachteiligen Folgen der Flußverunreinigung gerade in der warmen Jahreszeit am stärksten geltend machen,

Wertung durch

Zustände erfolgreich begegnet werden kann. Denn die Erfahrung hat gezeigt, daß Gewässer, welche sich im vollen Besitze ihres Selbstreinigungsvermögens befinden, zeitweilig ganz bedeutende Mengen städtischer Abwässer aufnehmen können, ohne eine Schädigung zu erleiden.

In diesen Fällen liegt demnach auch die rechtzeitige Organisation von Abwasserverwertungsunternehmen direkt im Interesse der Abwasserproduzenten. Denn dann kann die Errichtung besonderer Reinigungsanlagen vielleicht noch Jahre hindurch aufgeschoben bleiben, event. sogar ganz entfallen.

Noch bedeutungsvoller erscheint die allmähliche Angliederung von Abwässerverwertungsanlagen mit Rohwasserabnahme an Reinigungsanlagen, deren jede neben den Anlagekosten für eine bestimmte tägliche Maximalleistung auch noch Betriebsauslagen verursacht, welche in direktem Verhältnis zu dem gereinigten Wasserquantum stehen. Bei dem Sedimentations- und Faulbetriebe sind dies die Kosten dei Schlammbeseitigung, bei dem biologischen Verfahren in erster Linie die im Verlaufe mehrerer Jahre wiederkehrenden Regenerierungskosten der Oxydationskörper. Während im ersten Falle bei Verminderung der zu klärenden Wassermengen auch der Schlammanfall verringert würde, was einer direkten Ersparnis gleichkäme, würde sich im zweiten Falle bei einer geringeren Beaufschlagung der Körper auch die Notwendigkeit zur Vornahme einer Regenerierung erst in verhältnismäßig längeren Zwischenpausen einstellen; diese beiden Momente kommen einer Verminderung der laufenden Ausgaben gleich. Auch auf den ohnehin mit Wasser und Dungstoffen stets überlasteten Rieselfeldern würde die Herabsetzung des Wasserquantums nicht nur eine Verminderung der Verteilungskosten, sondern auch eine Erleichterung des Wirtschaftsbetriebes und eine Steigerung der Erträge mit sich bringen. Endlich muß ja jede künstliche Reinigungsanlage mit der Notwendigkeit einer Erweiterung rechnen. Durch Angliederung von Verwertungsanlagen könnten also auch hier nicht nur die laufenden Betriebskosten vermindert werden, sondern auch die Notwendigkeit einer Vergrößerung der Anlage in die fernere Zukunft hinausgerückt bleiben. Bei Rieselfeldern hat man sich bisher schon vielfach bemüht, Abwässer an Private abzugeben. An die Druckrohre der Berliner Rieselgüter sind derzeit bereits ca. 350 ha Privatland angeschlossen. In Braunschweig wird von den angeschlossenen Privatgrundstücken ein Wasserzins von 20—40 M. pro Hektar und Jahr erhoben. Die weitere Steigerung der Wasserabgabe scheiterte bisher vielfach an dem sommerlichen Wassermangel. Diesem Übelstande dürfte aber durch Zumischung von Reinwasser zumeist leicht zu begegnen sein. Die auf den zum größten Teil in Privatbesitz befindlichen Pariser Rieselfeldern herrschenden Verhältnisse wurden bereits früher gestreift und sei hier nur nachgetragen, daß bei der Verpachtung von Privatland, dem die größtmögliche Freiheit in der Abwasserverwendung zugestanden wird, hier Pachtschillinge bis zu 500 Fr. pro Hektar und Jahr gezahlt werden, während die städtischen Domänen von ihren zur unbedingten Abnahme jedes Wasserquantums verpflichteten Pächtern im Höchstfälle 60 Fr. pro Hektar, also nur 12 °/₀ erzielen.

Derzeit ist es allerdings noch unmöglich, die richtigen Größenverhältnisse zwischen Reinigungsanlagen und Verwertungsanlagen abzuschätzen. Doch ist wohl anzunehmen, daß man diesbezüglich in der Praxis bald ebenso zur Kenntnis der möglichen und zulässigen Belastungsfaktoren

Trdte’ Twi<! in dem nicht minder komplizierten Betriebe von Elek-. RS"er 'e” furLlcht und Kraftlieferung, deren ökonomische Dimensionierung

möglifh wurde ® aUCh    GlUndlage der Praktischen Erfahrung

ver

bautechnischer Hinsicht gewöhnlichen Bewässerungsanlagen, deren Ausgestaltung bereits im I. Bande dieses Handbuches eingehend behandelt wurde. Hingegen wäre es wohl kaum möglich, die geringen Wasserquantitäten, welche bei der Düngung mit konzentrierten Abwässern in Frage kommen, der dortselbst beschriebenen Methoden

Anlagen zur landwirtschaftlichen Verwertung normaler und dünnter städtischer Abwässer unterscheiden sich in nicht von

zur

rode

nach einer gleichmäßigen Verteilung zu bringen. Für derlei Zwecke kommt wohl in erster Linie das Spritzverfahren in Betracht, das derzeit in Eduardsfelde bei Posen, in Oste-, auf den Wiesen des Herrenkrugparkes bei Magdeburg und in den Gütern Steine und Wüstendorf der Stadt Breslau seit längerer Zeit erfolgreich betrieben wird.

An diesen Orten werden die Abwässer (in Posen speziell die sogen. „ WAss erf äkalien “, d. i. die aus den Spülabortgruben mit Wagen nach einem Sammelbehälter abgefahrene, überaus konzentrierte Flüssigkeit) dem zu düngenden Gelände in einer frostfrei verlegten Stammleitung durch ein Pumpwerk zugeführt. Diese Stammleitung ist in Abständen von etwa 300 m mit Anschlußstutzen versehen, an welche nach Bedarf verlegte „Feldleitungen“ angekuppelt werden. Letztere bestehen aus leichten schmiedeeisernen Flangenrohren mit Gummidichtung, deren Durchmesser nach Maßgabe des verfügbaren Überdruckes gewählt wird, mit Rücksicht auf die Manipulation jedoch nicht mehr als 80 mm betragen sollte und allmählich auf 70 und 60 mm Lichtweite abnehmen kann. Diese Feldleitungen können bis auf 1 km vorgestreckt werden, müssen aber zur Erleichterung des Betriebes mit einigen Schiebern versehen werden. Die Versprengung des Wassers erfolgt mit einem Hanfschlauch von 25—30 m Länge und 50 mm Lichtweite und einem angesetzten Strahlrohr mit 20—30 mm Mündungsweite. Ein Überdruck von 10 m genügt zur Erzeugung eines Strahles von 10—15 m Sprungweite bei etwa 5 sl. Ergiebigkeit. Zur Bedienung einer Feldleitung genügen 3 Mann und ist für die Zurückkuppelung und Neuverlegung der Leitung etwa ¹1₈ der Arbeitszeit erforderlich. Bei einer 12stündigen Arbeitsdauer können somit reichlich 180 ms zur Versprengung gebracht werden.

Da bei dieser Art der Wasseraufbringung keinerlei Aptierungsarbeiten

von

sonach ausschließlich bei konzentrierten Abwässern in Frage kommen, deren Dungwert die oben angegebenen Beträge übersteigt. Während in Eduardsfelde der Betrieb an Feiertagen und zur Nachtzeit überhaupt ruht, werden in diesen Zeiten die Zuflüsse auf ein kleines Rieselfeld geleitet.

notwendig sind, reduzieren sich die Anlagekosten auf jene der Rohrleitungen und belaufen sich dieselben auf etwa 150—180 K pro Hektar. Die Betriebskosten sind allerdings ziemlich hohe und werden nach den Erfahrungen auf Eduardsfelde mit etwa 25—35 K pro Hektar und Jahr bei Aufbringung 150_400 m³ Abwasser angegeben. — Diese Art der Verteilung kann

Osterode zu

Die städtischen Kanalwässer, sowie die ähnlich zusammengesetzten, aber weitaus konzentrierteren Abflüsse aus Schlachthäusern repräsentieren einen gemeinsamen Abwassertypus, dessen Schädlichkeit in erster Linie durch die Anwesenheit der fäulnisfähigen, hochmolekularen Stickstoffverbindungen bedingt ist. Da die in derlei Abwässern vor sich gehenden Zersetzungsprozesse mit einer Ammoniakproduktion verbunden sind, weisen dieselben auch stets alkalische Reaktion auf.

Zu einem anderen Abwassertypus gehören die Abflüsse aus Zuckerfabriken, Brauereien und Hefefabriken, Brennereien, Molkereien und Stärkefabriken. Dieselben sind durch einen die Stickstoffverbindungen an Menge wreit übertreffenden Gehalt an Kohlehydraten charakterisiert. Sich selbst überlassen, werden sich daher in derartigen Abwässern in erster Linie lebhafte Gärungserscheinungen einstellen, welche mit der Produktion von Buttersäure verbunden sind. Diese Verbindungen verleihen den anfänglich meist neutral reagierenden Wässern einen zunehmenden Gehalt an freier Säure, der nicht nur die Tätigkeit der gegen Säuren empfindlichen eiweißspaltenden Organismen hemmt, sondern auch die Gärungsprozesse selbst zum Stillstände bringt.

Bei Einleitung derartiger, unvollkommen vergorener Abflüsse in einen Vorfluter würden nach eingetretener Verdünnung und mehr oder minder vollständiger Neutralisation nicht nur die Gärungsprozesse ihren Fortgang nehmen, sondern auch die vorher gehemmten Fäulnisprozesse ausgelöst und hiermit unausbleibliche Mißstände geschaffen werden.

Von den genannten Abwasserkategorien sind die Roh-Zuckerfabriks-abwässer nach Menge und Zusammensetzung die weitaus gefährlichsten.

Im Betriebe der Rübenzuckerfabrikation fallen selbst wieder zwei Arten von Abwässern auf, nämlich die Schwemm- und Waschwässer und die Diffusions- und Schnitzelpreßwässer. Erstere enthalten zumeist mineralische Verunreinigungen, welche etwa 8—10 °/₀ des verarbeiteten Rübenquantums betragen. Findet nur einmalige Verwendung dieser Wässer statt, so kann ihr Quantum zu etwa 0,6—1,0 m³ pro Tonne Rüben gerechnet werden.

Für diese Abwässer genügt dann zumeist eine rein mechanische Klärung. Viele Zuckerfabriken sind aber genötigt, die Schwemmwässer wiederholt zu verwenden, wodurch dieselben auch eine allmähliche Anreicherung an organischen Substanzen erfahren, welche wenigstens zu Ende der Kampagne auch eine durchgreifende Reinigung dieser Abwässer erforderlich macht.

Weit reicher an organischen Fremdstoffen sind die Diffusions- und Preßwässer, deren Quantum mit 0,3—0,6 m³ pro Tonne Rüben zu veranschlagen ist.

Diese Abwässer wurden früher mit Kalkmilch zu behandeln versucht. Aber auch hier konnte nur eine Entfernung der Schwebestoffe sowie eine vorübergehende Sterilisierung erzielt werden.

.... me ,gr^n,d lche Reim£ung Heß sich hingegen nur durch intermittierende Filtration (vergl. das Beispiel auf S. 794) oder durch Land-

lv/r⁶!»¹⁶⁵!6 Ul/ erreicHen. Beide Verfahren waren aber nur in beschränktem Mähe durchführbar, da gerade in der Umgebung der zumeist inmitten der Kubenbaudistnkte gelegenen Fabriken schwere Böden vorherrschen, welche ie zur Vornahme der natürlichen biologischen Behandlung erforderlichen Grundbedingungen nur ausnahmsweise darboten. Außerdem fällt die Arbeitszeit der Rohzuckerfabriken auf den Spätherbst und die ersten Wintermonate, in denen auch die klimatischen Verhältnisse zur Abwickelung dieser Verfahren weniger günstig sind.

Über alle diese Schwierigkeiten helfen die künstlichen biologischen Verfahren vollkommen hinweg, welche sich in den letzten Jahren schon in einer Reihe von Anlagen bestens bewährt haben.¹)

Eine besondere Aufmerksamkeit gebührt hier der Vorbehandlung. Nachdem die Abwässer stets bedeutende Mengen von Pflanzenfasern mitführen, welche jeden Oxydationskörper ehestens verschlammen würden, müssen dieselben aufs sorgfältigste entfernt werden. Durch Sedimentation lassen sich derlei leichte Partikel kaum vollkommen ausscheiden, um so mehr als jeder längere Aufenthalt der Abwässer in der Vorreinigungsanlage möglichst abgekürzt werden muß, um das Auftreten der sauren Gärung einzuschränken, welche angesichts der hohen Temperatur, mit der die Abwässer aus dem Betriebe ausgestoßen werden, stets rasch einsetzt. Sonach bleibt nur eine Vorreinigung mit Hilfe feiner Siebe (Pülpenfänger) übrig.

Die biologische Nachreinigung wurde im Großbetrieb bisher zumeist in Füllkörpern vorgenommen. Angesichts der hohen Konzentration der Abwässer wird man stets zweistufige Anlagen anwenden und die Ruhepausen reichlich bemessen müssen.

Bezüglich der Kostenfrage sei bemerkt, dass die in Leopoldsdorf bei Wien seit 5 Jahren betriebene, für ein Tagesquantum von 1900 m³ Abwasser eingerichtete Anlage rund 60 000 K kostete. Die Betriebsausgaben beliefen sich pro Kampagne von 100 Tagen auf 660 K, dazu kommen noch die angesichts der hier eintretenden überaus hohen Beanspruchung auch ziemlich bedeutenden jährlichen Regenerierungskosten pro 3550 K. Trotzdem beträgt der Kostenaufwand für 1 m³ Abwasser nur 2,2 h.

Für die künstliche biologische Reinigung der den Zuckerfabriksabflüssen nahestehenden Abwasserkategorien gelten die gleichen Grundsätze.

Im nachstehenden²) folgt die Beschreibung einei von Hofrat Professor Friedrich im Jahre 1893 projektierten und seither mit bestem Erfolge betriebenen Reinigungsanlage für die Abwässer einer Zuckerraffinerie. Dieselbe erforderte einen Kostenaufwand von 6000 K. (Hierzu Taf. XXIII.) t

Dunbar und Thumm, Beitrag zum derzeitigen Stande der Abwasser-München 1902. — Dr. J. Kaup, Die Reinigung der gefährlichen einer Zuckerfabrik auf biologischem Wege. Österr.-Ungar. Zeitschrift

etc.

reinigungsfrage

Abwässer    „    ,    ,

f Zuckerindustrie und Landwirtschaft, 1905, 5. Heft. — Calmette, Recherches etc.

Epuration biologique des eaux residuaires de sucrerie; Revue d’Hygiene.

— Rolants XXVI. (1904).

2) Gekürzter Wiederabdruck aus der 1. Auflage dieses Handbuches.

Einleitung.

Die im Betriebe einer Zuckerraffinerie sich ergebenden Abfallwässer zerfallen in 2 Hauptgruppen:

a) In reine Abwässer.

Diese zumeist aus Kondensationswässern bestehenden, den größten Teil der Abwässer bildenden Mengen entbehren jedweder Reinigung und werden mit behördlicher Bewilligung durch einen offenen Graben, welcher den Mühlgraben traversiert, direkt in den Wildfluß eingeführt.

b) Die unreinen Abwässer

gelangen nach 2 getrennten Gruppen zur Reinigung bezw. Unschädlichmachung:

1.    die Abwässer von der Osmosierung der Melasse (Osmosewässer),

2.    die Abwässer von der Knochenkohlebehandlung (Spodium-, Gär- und Waschwässer), ferner die aus der Reinigung der P'abriksräume etc. stammenden Schmutz- und Waschwässer.

1.    Die Osmosewässer, welche wegen ihres relativ großen Gehaltes an gelösten, fäulnis- und gärungsfähigen Stoffen eine genügende Reinigung nur schwer erzielen lassen, werden in Vakuum-Apparaten eingedampft und in konzentriertem Zustande an Spiritusfabriken verkauft. Dieselben werden demnach vollständig aus dem Betriebe entfernt und beeinflussen in keinerlei Weise die Zusammensetzung der übrigen Abfallwässer.

2.    Die Spodiumwässer von der Wiederbelebung der Knochenkohle (Spodium) enthalten zwar nur noch geringe Mengen an gelöster, fäulnis-und gärungsfähiger organischer Substanz, weil dieselben durch den mehrtägigen Gärungs- resp. Fäulnisprozeß, welchen man die angesäuerte Knochenkohle vollständig durchmachen läßt, zum allergrößten Teile zerstört wurden; sie sind jedoch beladen mit Fäulnis- und Gärungsfermenten, sowie mit den gasförmigen Zersetzungsprodukten der vorangegangenen Gärung, nämlich Kohlensäure, Kohlenwasserstoffe, Schwefelwasserstoff etc., die den widerlichen Geruch, der ihnen stets anhaftet, bedingen. Dieselben erfordern daher eine gründliche Reinigung. Dieselbe kann auf natürlichem Wege durch eine Berieselung oder in noch kräftigerer und wirksamerer Weise durch eine intermittierende Erdbodenfiltration stattfinden.

Hydrotechnische Berechnungen.

a) Quantitäten der pro Tag zum Abflüsse gelangenden Abwässer.

1.    Reine Abwässer. Diese aus dem Einspritzwasser der Luftpumpen und dem Wasser für den Fabriksbetrieb bestehenden Quantitäten betragen zusammen pro 24 Stunden 20 834 hl, dies gibt pro Sekunde Q = 24 sl.

2.    Unreine Abwässer, bestehend aus den Spodiumwässern, zu 1170 hl, und den Schmutz- und Waschwässern, von der Reinigung der Fabriksräume herstammend, zu 30 hl, zusammen 1200 hl während 10 Stunden oder pro Sekunde Q = 0,0033 m³ = 3,3 sl.

ß) Berechnung der Durchflußprofile.

- a Ao°ff!ner Graben für die reinen Abwässer. Für ein Gefälle J = 2°,' n ,3 und v 0,235 ist bei 0,80 m Sohlenbreite, 1,86 m Wasserspiegelbreite und 0,20 m Wassertiefe das Q — 51 sl., zum Abflüsse gelangen. Das projektierte Profil ist bemessen.

während de facto nur 24 sl. also überreichlich groß

2. Gemauertes Gerinne für die unreinen Abwässer Querschnitt 0,15/0,30 m). Bei einer Wassertiefe

(rechteckiger t = 0,15 ist /= 0,0225 m², u = 0,45, R = 0,05,    = 0,22; für Backsteine (Ziegel) ist n = 0,015 und für

J ² °/oo ist c ~ 35, v—c X/RJ= 0,35 m, Q = 8 sl., während de facto 3,3 sl. zum Abflüsse gelangen. Das Profil ist hauptsächlich aus dem Grunde bedeutend größer projektiert, da an strengen Frosttagen etwas heißes Kondens-wasser

nur

in den Kanal eingeleitet wird, um das Einfrieren zu verhindern.

y) Filtrierfähigkeit des Erdbodens.

1.    Geognostische Beschaffenheit des Untergrundes. Aus den Resultaten der an 10 Stellen abgeteuften Probelöcher und Probegruben zu ersehen, daß unter einer 0,20—0,25 m starken Humusschichte eine ca. 1,20 m mächtige, magere, lehmige Erdschichte liegt, darauf eine 0,20—0,50 m starke lehmige Sandschichte und als Liegendes derselben eine ca. 2,0 m unter der Oberfläche befindliche, sehr durchlässige Schotterschichte folgt, die bis 3,5 m unter Terrain aufgeschlossen wurde. Der Grundwasserspiegel zeigte sich bei 2,97 m, also rund 3 m unter Terrain.

2.    Versuche im Laboratorium. Die zur Filtration dienende, 1,20 m mächtige lehmige Erdschichte, welche auf dem ganzen Filterfelde eine gleiche Beschaffenheit aufweist, wurde auf ihre Wasserkapazität und Filtrierfähigkeit im Laboratorium genauen Untersuchungen unterzogen und ergaben sich nachstehende Resultate: 206 g lufttrockener Boden nahm 59 g Wasser bis zur vollständigen Sättigung auf; es besitzt also dieser Erdboden eine Wasserkapazität von 28,6 °/₀. Der mit Wasser vollständig gesättigte Boden vermochte bei 0,180 m Höhe der Bodenschichte und 0,080 m Höhe der darüberstehenden Wassersäule und bei einem inneren lichten Durchmesser der Probier

war

glasröhre von d = 14 mm binnen 2 Stunden 50 Minuten im ganzen 35 cm3 Wasser zu filtrieren. Da die Fläche 77=0,000154 m² ist, so filtriert somit 1 m² dieses Bodens binnen 2 Stunden 50 Minuten = 170 Minuten Q — 0,227 m3 bei h = 0,08 m Überstauungshöhe.

3. Größe des Filterfeldes. Die Fläche des zur Reinigung der Ab-Verfügung stehenden bezw. in Aussicht genommenen Filterfeldes

Wässer zur beträgt Fl = 1,2 ha.

4. Dauer der Kampagne. Die Kampagne beginnt ungefähr Anfang

Oktober und schließt Ende Mai, dauert somit ca. 243 Tage.

Filtrierfähigkeit des projektierten Filterfeldes. Nehmen wir

eine Überstauungshöhe von h = 0,2 m (gleich der mittleren Wassertiefe /,„)

er, so wird das ganze 1,2 ha große Feld bei einem Zuflusse £ = 120000 1

’    12000 m².0,2    __    . ,    .

= 20 Tage ausreichen;

5.

pro

Tag (Zufluß während 10 Stunden)

120 ma

also wird pro Tag eine Fläche von-⁼ 600 m²

Diesem täglichen Bedarfe ent-

notwendig werden, sprechend wurde die ganze Fläche in Staubassins von

Fig. 317. LäDgenschmtt durch das Staubassin B₃.

m:

.1^ a

is /

•f

io iss •

; ''f■

II.

•urtitopia]|>v/

normal 30 m Länge und 20 m Breite = 600 m² Fläche eingeteilt (siehe Tafel XXIII). Die Versuchshöhe der Wassersäule betrug nur 0,08 m, während dieselbe in vorliegendem praktischen Falle 0,20 m beträgt. Es wird somit auch die Filtrierfähigkeit de facto eine größere werden. Sehen wir jedoch zur Sicherheit hiervon ab, so wird jedes Bassin von 600 m² (1 m2 zu 0,227 m³ = 600 m²: x) x = 136,2 m³ Wasser binnen 170 Minuten oder rund binnen 3 Stunden filtrieren, während aus der Raffinerie im Laufe eines Tages (bezw. eigentlich durch 10 Stunden) bloß Q = 120 m3 ausfließen. (Es würde als eigentliche Filterfläche pro Tag 136 m³ : 600 m² = 120 m³ : x, also x = 530 in² resultieren.)

Da nach Abzug der für Fahrwege etc. von der in Verwendung stehenden Fläche eigentlich nur 9500 m2 für die Filtration zur Verfügung stehen, so reichen die 17 Bassins mit zusammen 1864 m³ Inhalt (bei 0,20 m 9500 m2 530 nF

also während der 243 Tage andauernden Kampagne 243

jedes Bassin im Mittel Q = 13 mal zur Benutzung,

lo

während durch 122 Tage 4 Monate das Feld als Reinigungsobjekt vollkommen unbenutzt bleibt. Wird jedoch nicht berücksichtigt, daß das während 10 Stunden aufgeleitete Wasser während dieser Zeit auch schon durchfiltriert, so kommen zu obigfen .    .

243

~ä~ la§e

Wassertiefe) durch

= 18 Tage aus. Es kommt

noch

.    .    122 Tagen

.    .= 122 Tage

.    .    244 Tage

hinzu; es resultieren also .    .

oder 8 Monate Zeitraum, innerhalb welchen die im Erdboden zurückgebliebenen Bestandteile der Abwässer der Reinigung und Umsetzung durch Oxydation aus-

K$>

⁰⁵

gegetzt bleiben.

Io

ÜJ

Bauliche Durchführung.

a) Drainierung des Filterfeldes.

Die Drainageröhren wurden beiläufig in einer Tiefe gelegt, welche der Oberfläche der Schotterschichte entspricht. Die Anordnung des Drainage-

rohrnetzes und die bezüglichen Koten und Gefälle sind aus der Tafel XXIII zu ersehen.

Die Saugdrains d — 50 mm sind 5 m voneinander und laut Querprofil AJ (Tafel XXIII) 1,15 m tief mit einem Gefälle J— 2,9—10,0 °/00 verlegt. Die obersten Enden sind mit einem Ventilationsrohrstrang d — 80 bis 50

und/=5°/₀₀ verbunden, und in denselben 7 Ventilationsschläuche eingebaut. Der Sammeldrain mündet provisorisch bei J in eine Grube G ein, und wird nach Verschüttung derselben das Auslaufobjekt bis an die Flußuferböschung verlegt werden.

mm

(Luftventile) L

1—7

ß) Staubassins.

Aus Fig. 317 und Taf. XXIII ist die Konstruktion und das Ausmaß der Staubassins, aus Fig. 318 das Detail der kleinen Handstauschützen s und der Einlaufobjekte zu ersehen. Das ganze Feld wurde entsprechend planiert und wurden aus dem gewonnenen Material die Revierdämme hergestellt. Bei A wurde ein gemauertes Bassin hergestellt, welches den Zweck hat, einerseits die kleineren Unregelmäßigkeiten in der sekundlichen Abflußmenge auszugleichen, andererseits die Verteilung in die 2 Hauptverteilungsgräben

Ippr

I

a Längenscbnitt.

ui

b Daraufsicht.

Fig. 318. Detail der Einlaufobjekte.

c Ansicht.

A H und A B leicht zu vermitteln, und endlich etwaige größere Verunreini-zurückzuhalten. Aus dem gemauerten Hauptgraben A H zweigen noch die Parallelkanäle CD, E F und HK ab, welche ein recht

gungen außerdem

eckiges Profil (¹⁵/₃₀ cm) und 2 °/₀₀ Gefälle besitzen.

gemauerte offen

y) Hauptzuleitungsgerinne.

1 Für die unreinen Wässer. Dieser 0,15 m breite, 0,30 m tiefe,

einzelnen Stellen

Kanal ist zumeist gedeckt projektiert,

__ die Deckung erfolgt zumeist

verhindern und ist an strengen Frosttagen überdies noch das Abwässer mit einem kleinen Teile der warmen Kondens-Die Traversierung des Gerinnes über den

nur an

aus

dem Grunde, um das Einfrieren

bei Frost zu Vermischen dieser

in Aussicht genommen.

Wässer

Mühlgraben geschieht mittels eines Blechaquäduktes.

% Für reine Abwässer. Der bestehende offene Graben wurde ent-pcliend reguliert und läuft dieses Wasser durch die bestehende Eisen-über den Mühlgraben, weiter durch den alten offenen Graben sich in den Schwarzafluß. Diese Reinigurigs-im Betrieb und funktioniert dieselbe nach den des Fabrikbesitzers anstandslos.

spr

rohrleitung-

rechten Ufer und ergießt ist nunmehr 20 Jahre

am

anlage

wiederholten Mitteilungen

Berichtigungen, Ergänzungen und Nachträge

zum I. und II. Band.

Berichtigungen.

Band I, Seite X: 19. Zeile von oben lies „Fluviograph“ statt Fluriograph. Band I, Seite 42: 19. Zeile von oben lies „meteorischen“ statt meteorologischen. Band I, Seite 46: 14. Zeile von unten lies „Stutzen“ statt Stützen.

Band I, Seite 138: 11. Zeile von unten:

für b = B.

fi = 0,4432—0,077 7

Band I, Seite 235: Das Klischee der Abbildung Fig. 192, Verkleidung loser Schichten, ist beim Reindruck irrtümlich nicht eingesetzt worden.

Band I, Seite 333: 16. Zeile von unten entfält das Wort „monatlich“.

Band I, Seite 372: 6. Zeile von oben lies „Stoßstellen“ statt Stoßzellen.

Band I, Seite 374:    5. Zeile von oben einzuschalten nach heißen Asphalt

„und Teer“.

Band I, Seite 374: 11. Zeile von oben statt worden ist „wurden“ zu setzen. Band I, Seite 380: einzuschalten „bei Luftzutritt“.

Band I, Seite 429: 1. Zeile von unten zu setzen „1912“ statt 1913.

Band I, Seite 431: 10. Zeile von oben ist statt des Wortes ausreichend „das heißt“ zu setzen.

Band I, Seite 445: 5. Zeile von oben:

hi r

— —    ln (qb — b W) — ln qb =

Band I, Seite 446: 13. Zeile von oben:

• ln

qb

qb — bw

(V.)

T~ + ** ⁼ «T ln n T" +

Band I, Seite 449: 10. Zeile von oben: statt „für größeren“ lies „für größere «“. Band I, Seite 455:    2. Zeile von oben:

) = 4,48.

/n« f ^

Band I, S. 524: 1. Zeile von unten „als künstlichen“ statt mit künstlichem.

Band I, S. 541: 1. Zeile von unten „Fig. 461“ statt Fig. 437 zu setzen.

Band II, Seite 18: 26. Zeile von oben lies statt Diquecksilberammonjodid richtiger „Doppelverbindung von Quecksilberjodid“ mit Jodkalium.

Band II, Seite 19: 20. Zeile von oben, die hier angegebenen bei Ingenieuren meist gepflogene Umrechnung des verbrauchten Sauerstoffes auf organische Substanz ist streng genommen nicht zu generalisieren, nachdem im Wasser die verschiedenartigsten Stoffe dieser Art Vorkommen und jeder derselben anderer Mengen von Sauerstoff zur Oxydation bedarf. Aus diesem Grunde hat die Methode überhaupt nur vergleichenden Wert.

Band II, Seite 21: 15. Zeile von oben lies „tangieren“ statt tangiert.

Band II, Seite 21: 18. Zeile von oben lies „Bikarbonate“ statt Bikarbonats. Band II, Seite 266: 5. Zeile

von

oben lies „840000 ha“ statt 420000 ha.

Band II, Seite 319: 8. Zeile von unten ist die Formel Qmax. =

30

“ 0,5 + JF

■F,

die maximale Größe

wobei F die Fläche des Einzugsgebietes in km² und Q des Hochwasserzuflusses in m³ pro Sec bedeutet, und für a bei katastrophalen Hochwässern = 1 einzusetzen ist, welcher Wert bei besonderen Verzögerungen im Abflüsse auf 0,6 herabsinken kann, zu ergänzen: Pro 1 km⁴ des Einzugsgebietes

max.

von F km² entfällt also als Qmax. =

30

0,5+ fF

Dieser Koeffizient « hat nach Kressnik allgemein die außergewöhnlichen Niederschlags- und Bodenverhältnisse zu berücksichtigen, u. zwar weniger die verschiedenartige Durchlässigkeit des Bodens, als vielmehr die Neigung desselben und die damit verbundene Geschwindigkeit des Abflusses, wobei auch in Berücksichtigung zu ziehen ist, daß beim katastrophalen Hochwasser der Boden meist durch frühere Regenfälle schon mit Wasser gesättigt ist, daher nahezu keine Einsickerung mehr stattfindet.

Der Vergleich mit zahlreichen Grösthochwässern von Gebirgsflüssen

ergab ziemlich übereinstimmende Resultate.

Für ein katastrophales Hochwasssr des Gebirgsbaches Bisagno bei Genua ergab sich sogar für a = 1,8 (Zentralbl. f. Bauverwaltung 1911, Seite 180).

Band II,    Seite    317:    24.    Zeile    von    unten lies b) statt a).

Band II,    Seite    320:    18.    Zeile    von    unten lies „Jaispitz“ statt Daispitz.

Band II,    Seite    328:    20.    Zeile    von    unten lies c) statt b).

Band II,    Seite    329:    12.    Zeile    von    oben lies d) statt c).

Band II,    Seite    334:    16.    Zeile    von    oben lies e) statt d).

Band II, Seite 452: 15. Zeile von oben lies „125000 m³ Talsperrenmauerwerk“ statt 116000 m³ laut späteren Mitteilungen.

Ergänzungen und Nachträge.

am

sammen

I. Band, Seite 71: Diese Trockenheitsperiode von 1911 wurde auch in andern Ländern Europas und an Seen gleichzeitig beobachtet. So konstatierte ich Altersee eine Trockenheitsperiode zwischen dem 7. Juli und 8. September von zu-64 Tagen, innerhalb welcher bloß 2 ganze Regentage und 11 Tage mit sehr kurz andauernden schwachen Niederschlägen fielen, während 51 Tage völlig regenlos waren.

Wert von ²/₃ /x für vollkommene Überfälle bei Q — V bh yj'lgh .

Band I, Seite 134: Bei dem Bau des Alfeld-Stauweihers im Elsaß wurde der Wert von ²/a (x durch genaue Aichung der Überfallmenge bestimmt.

Bei einer Überfallbreite 6 = 2,60 m betrug die Überfallmenge Q:

für 6 = 1

für h = 0,010 m 0,050 0,100 0,150 0,200 0,300 0,400 0,500 0,600 0,700 0,800 0,900 1,000

5 sl. entsprechend ²/₈ fx — 0,437 Q — 1,92 sl. „    Q = 21,54 „

„ entsprechend ²/₃ [X = 0,434 Q = 60,77 „

56

158

290 „

447 „ entsprechend ²/₃ /x = 0,433 822 „

1264 „

1768 „ entsprechend ²/₂ [x = 0,434 2325 „

2930 „

3576 „

4271 „

5000

„ entsprechend ²/₃ y = 0,434 Q — 1923,0 „

Es

für B = b uud sind die durch Aichung

resultiert daher rund ²/₃ (x = 0,434 gegenüber ²/₃ fx = 0,443 nach Lesbros daher die gerechneten Werte für Q um circa 2 °/₀ großer, als bestimmten Überfallmengen.

Abflufsmengenberechnung.

Band I, Seite 160:

Gelegentlich des am Naturforscher- und Ärztetag in Wien (1913) gehaltenen Vortrages des Prof. Gravelius-Dresden, „Niederschlag und Abfluß im Hoch- und Mittelgebirge“ stellte Prof. Gravelius nachstehende Abflußgleichung auf:

A = X (_B — C) (1 + f) worin bedeutet:

A die mittlere Abflußhöhe in Millimeter pro Jahr,

H die mittlere Jahresregenhöhe in Millimeter,

C eine klimatische Konstante in Millimeter, welche von der Regenhöhe in Abzug zu bringen ist, und zwischen 420—400 mm (bei Mittelgebirgsflüssen) und 200 bis 100 mm schwankt,

/ die Abflußintensität,

s die Abweichung vom faktischen Resultat in Prozenten (Genauigkeitsprozent der Berechnung).

Nach den zahlreichen Messungsresultaten erhielt Gravelius nachstehende Werte für einzelne Fluß- bezw. Stromgebiete.

Wasserlauf

Messungsstelle

C mm

±f°/o

Beobachtungs

zeit

Elbe

Tetschen

Saale

Oder

)J

Main

Neckar

9)

March

Betschwa

Donau

Inn

Ager

Drau

Inn

Etsch

Dalelf

Vorderrhein

Trebnitz Oderberg Schönbrunn Miltenberg Aistaig Horb Napajedl Jarzowa Vilshofen Stein Wien Kufstein Schärding Kammer am Attersee Villach Innsbruck Trient Awesta Ilanz

0,700

0,740

0,830

0,700

0,770

0,830

0,855

0,855

0,760

0,904

0,605

0,685

0,685

0,860

0,880

ooooooooooooo

CO CO

o o o o

8,6

6,7

5,7

7,5

7,0

8,6

6,3

7,4

8,5

7,8

5,5

4,2

3,5

3,4

3,5

1876-1890

1896-1910

1881—1900

1904—1908

1904—1908

1886—1897

1901—1910

1901—1910

1881 — 1905

1904-1908

1900-1909

1900-1909

1900—1909

1900-1909

1900—1909

0,840

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1900-1909

1900—1909

1900-1909

1900—1909

1894—1904

1894—1905

Versuche über Wiesenbewässerungen

von Prof. Dr. Tacke.

Bei den auf Aueböden, Niederungsmoor- und Sandböden bisher durchgeführten Versuchen ergab die Berieselung erheblich günstigere Resultate, als die Staubewässerung, was insbesondere beim Sandboden auffällig hervortrat.

Grundsätze für die Entwässerung von Moorböden.

von

bei NifrT/ Aueb°den §ab die Rieselwiese gegenüber der ungedüngten um 77 0/ du rcZctZucTZ Z ,9(n" Sehr HeU ab- Dabei ™rde b« d“ Rieselwiesen

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Die Ergebnisse dieser Bewässerungsversuche gehen dahin,

1.    Die Phosphorsäure (2—3 m/Ztr. hervorragend steigert.

2.    Die W irkung der Kalidüngung auf kalireichen belanglos, auf kaliarmen Böden ist bei Bewässerung zufuhr (etwa 2—3 m/Ztr. pro Hektar) angezeigt.

3.    Kalk ist auf kalkreichen Böden nicht erforderlich; der kalkarme Heidesandboden verlangt bei Bewässerung etwa 40 m/Ztr. Mergel pro Hektar.

4.    Voraussetzung für die erfolgreiche Bewässerung ist die Verbesserung der gering-wertigen Vegetation durch Ansaat edler Wiesengräser.

5.    Eine Schwankung des Wasserspiegels während der Vegetation von 0,45 m nach oben und 0,15 m nach unten ist ohne Einfluß.

6.    Von einer Bodenanfeuchtung durch Einstauen des Wassers in Gräben ist ein Erfolg nur zu erwarten bei nicht zu breiten Beeten und möglichst hohem, nicht zu kurze Zeit andauerndem Anstau (Zentralblatt für Wasserbau und Wasserwirtschaft 1907, Heft 49).

200 bis

daß:

pro Hektar) den Bewässerungseffekt

bewässerten Böden ist

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ganz

nur eine schwache Kali-

Gelegentlich des VIII. internationalen landwirtschaftlichen Kongresses in Wien (1907) stellte der Leiter der Moorversuchsstation zu Bremen, Prof. Dr. Tacke, in seinem Referate nachstehend zu beachtende Grundsätze für die Entwässerung Moorländereien auf:

1.    Die Entwässerung des Moorbodens ist vorsichtig zu bewerkstelligen, da derselbe infolge seiner kolloidalen Beschaffenheit große Mengen Wassers so fest bindet, daß sie den darauf wurzelnden Pflanzen nicht zugänglich sind, so daß bei verhältnismäßig sehr hohem Wassergehalt des Moorbodens ein Wassermangel für die darauf gebauten Pflanzen eintreten kann.

2.    Die Entwässerung hat sich der Nutzungsart anzupassen und ist für Wiesen im allgemeinen schwächer als für Weiden, für diese letzteren wieder schwächer als für Ackerland zu wählen.

3.    Die Bedeckung von an sich dafür geeigneten Mooren mit mineralischen Bodenarten (Sand, Lehm) gestattet und verlangt eine stärkere Senkung des Grundwasserspiegels, als auf nicht behandeltem, kahlem Moor. Nach den neueren Erfahrungen ist selbst bei außergewöhnlich starker Trockenlegung die Wirkung der Sandbedeckung für die Wiederherstellung günstiger Feuchtigkeitsverhältnisse im Moorboden wieder Erwarten stark.

4    Bei der Beurteilung des Entwässerungsbedürfnisses bislang unzureichend entwässerter Moorgebiete muß dem Umstand Beachtung geschenkt werden, daß nach Ablauf des im Boden angesammelten großen Wasserüberschusses und nach der Kultivierung der Moorflächen durchschnittlich nur verhältnismäßig geringe Wassermengen stetig abzuführen sind.

5    Die Gestaltung der unter der Wirkung der Entwässerungsvorrichtungen im Moorboden sich ausbildenden Grundwasserkurven sind in hohem Grade durch die Verdunstung, durch die Bodenoberfläche und Vegetation beeinflußt.

Friedrich, Wasserbau. Dritte Auflage. II. Band.    51

6. Die unterirdische Entwässerung (Drainage) in jeglicher Form leistet dort, wo sie technisch möglich ist, für die Entwässerung und Durchlüftung des Moorbodens mindestens dasselbe, wie die Entwässerung mittels offener Gräben. Die Verteilung des Wasservorrates in den entwässerten Schichten ist sogar bei unterirdischer Entwässerung günstiger, als bei der durch offene Gräben.

Die Wirkung der Drainage tritt nach frostfreien Wintern auf Moorböden früher ein, als die offener Gräben.

Kapitel: Wasserversorgung.

Band II, Seite 16: Zulässige Trinkwassertemperatur.

Während die Temperatur des Wiener Hochquellenwassers zumeist an den Abgabestellen (Wohnungen etc.) zwischen 8 und 10° C. schwankt, erreicht dieselbe oft weit höhere Werte, z. B. im Jahre 1895 im Juli 15,2°, September 14,3°, Oktober 13,3°, hingegen im Februar 1896 jedoch nur 5,6°.

Im speziellen ergeben sich nachstehende Temperaturen:

1895: 12. Juli ....

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5. Oktober . . .

30. November . .

1896: 15. Februar . .    .

1897: 26. Juni ....

15,2° C. Luft 26,2° C. 14,30 w 13,3« „

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4. Juli. . . 25. Oktober . 1899: 23. November 1902: 29. Juni . . 1904: 20.    „    .    .

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(In der Sonne 45—50° C.) (Schatten.)

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(Schatten) tagelange enorme Hitze. Wasser schmeckt trotzdem sehr erfrischend.

1910: 29.

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sehr heiße Periode.

Die Temperatur des Wassers schwankte also während dieser 17 jährigen Zeitperiode zwischen 5,6° und 16,2° C.

Nach aus Birmingham direkt erhaltener Nachricht betrug die Temperatur des Trinkwassers Mitte Juli 1911 sogar 17—25° C., eine Folge der beinahe 2 Monate andauernden, regenlosen, heißen Zeitperiode, welche überdies auch in der Schweiz, Deutschland, Österreich beobachtet wurde.

Band II, Seite 51 und 190: Dimensionierung des Hauptzuleitungsrohres und des Hochreservoires.

Beispiele Q =

= 1,74 sl.

Das Hauptzuleitungsrohr von den Quellen zum Hochreservoir ist, falls die Quellenergiebigkeit größer als der mittlere Tagesbedarf ist, nach dem maximalen Tagesbedarf bezogen auf die Sekunde zu dimensionieren, also im vorliegenden 150000

86 900

0-0 Im anderen Falle muß die Betriebskammer des Hochreservoirs mindestens 12o°/₀ des mittleren Tagesbedarfes groß gemacht werden, und können event. Differenzen im Konsum, welche an heißen Tagen vereinzelt auftreten, aus dem Vorrat der Reservekammer gedeckt werden.

von

Diese Annahmen gelten unter der Voraussetzung größtmöglichster Bauökonomie und sind die Hochreservoire immer doppelkammerig anzulegen, welchen jede Kammer dem Inhalte des maximalen Tagesbedarfes entspricht.

Band II, Seite 56: Unter den submarinen Quellen wären außer den zahlreichen an der Ostküste Istriens austretenden starken unterseeischen Quellen, insbesondere auch eine Quelle beim Kap St. Martin (Dalmatien) hervorzuheben, welche 700 m unter dem Meeresspiegel austritt.

Band II, Seite 64: Quellenfinder von Schmidt: Ing. Mayer-Paris hebt in seiner neuesten Publikation „les sourciers et leurs procedes“ (Paris 1913) hervor, daß, obwohl der von dem im Jahre 1910 verstorbenen Berner Kaufmann Adolf Schmidt veröffentlichte Quellenfinderapparat keine neue Erfindung repräsentiert, sondern eine Kopie des Magnetometers von Abbö Fortin darstellt, trotzdem die Anwendung desselben zur Auffindung von Quellen als vorzügliche Idee bezeichnet werden muß (siehe die Abbildung dieses Apparates von Ing. Mayer auf Seite 281, Fig. 103 obiger Publikation).

Band II, Seite 94: Rohrbrunnen von Dr.-Ing. G. Thiem, welcher eine Änderung der von seinem Vater erfundenen patentierten Konstruktion veröffentlicht hat.

Moderner Rohrbrunnen mit kupfernen gewebelosen Gardefilter D. R.-P. 207 694 (Das Wasser 1913, Seite 451).

Band II, Seite 116: Als weiteres Verfahren zur Bestimmung der Grundwassergeschwindigkeit wäre noch jenes von Ulfert hervorzuheben.

Band II, Seite 135: Unter den Filtersystemen wäre auch die Oberflächen-Feinquarz-Filtration (Halvor-Breda A.-G., Berlin-Charlottenburg) hervorzuheben, welche Apparate 1 oder 2etagig gebaut den Jewell- und Wurlsystem mit Rührapparat ähnlich sind, jedoch kein Zusatz von Alaun vorgesehen ist.

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aus.

Band II, Seite 145: Die mächtigen Paderborner (Vaucluse-) Quellen treten der Formationsgrenze der zwischen den auf den undurchlässigen senomanen Mergeln auflagernden Plänerkalken

tellierten für

Band II, Seite 209: Gußeisenpreise. Seit 1912 erfolgte seitens der kar-österreichischen Rohrgußwerke eine abermalige Erhöhung des Grundpreises Gußeisenröhren, und zwar pro 100 kg.:

für Durchmesser d bis 100 mm ein Zuschlag von 1,00 K.

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Kapitel: Talsperrenbauten.

Seite 267: Conchos-Talsperre, deren Inhalt hier mit 1850 Mill. m³ ange-_ Publikationen beträgt der Fassungsraum dieses Staubeckens welcher Angabe der Conchos-Stauweiher der derzeit größte

führt ist. Nach andern 8540 Milk m⁸, nach der Welt wäre.

Seite 285: (Kantenpressungen.) Bei der New-Croton-Talsperre (Granit-Bruchsteinmauerwerk in Zementmörtel 1 :2) beträgt die max. Kantenpressung auf f W eneite 160 kg - bei der mehr wie 300 Jahre stehenden Almansasperre fn Spanien 14 kg - bei der 1914 zu vollendenden Waldecker Talsperre sogar

19.3    kg pro cm³, wobei außerdem ein spezifisches Gewicht des Mauerwerkes von nur

2.3    angenommen wurde.

Seite 324: (Überfälle.) Bachmann und Ludin tragen kein Bedenken das Hochwasser auch bei hohen Talsperren und in größerer Strahldicke über die Mauer zu leiten, wenn dasselbe in ein am Fuße der Sperre situiertes genügend tiefes Absturzbecken einfließt.

Seite 342: (Absperrschieber) für große Rohrdurchmesser werden mitunter statt der Normalschieber die Bachmannschen Segmentschieber verwendet. Als größte bisher durchgeführte Absperrschieber sind die für die Druckleitung des Kraftwerkes der Niagara Falls Power & Co., Ontario — gebauten drei Schieber von 2743 mm Lichtweite hervorzuheben, davon jeder 59000 kg wiegt, eine größte Breite von 3553 mm, einen Flanschenabstand von 5100 mm und eine Gesamthöhe von 9000 mm besitzt, welche durch eine 100 mm starke und 4000 mm lange Spindel aus Bronze elektrisch in Betrieb gesetzt werden, wobei der Wasserdruck im Betrieb 240 t beträgt.

Seite 379: (Abflußquoten.) Nach Oelwein betrugen die seit 1890 durch 12 Jahre vorgenommenen Messungen der Abflußquantitäten im Einzugsgebiete der Iglauer Sammelteiche (Mähren) im 12 jährigen Mittel 27°/₀ der Regenmengen, wobei in den einzelnen Jahren der Abflußkoeffizient zwischen 0,14 bis 0,43 schwankte. (Zeitschr. d. östr. Ing. V. 1902, St. 31.)

Seite 375/440: (Wasserdichtheit der Sperrend Obwohl zur Erzielung einer Wasserdichtheit zumeist die Abdichtung der Wasserseite einerseits durch Schaffung eines Luftraumes mittelst einer Schutzwand (Schutzmantel aus Eisenbeton (z. B. de la Moüche) oder als stehendes Gewölbe in Beton (z. B. Marklissa), andererseits eine direkte Abdichtung mittelst Verblendmauerwerk und wasserdichtem Anstrich nebst Drainage (Methode Intze) üblich ist und behauptet wird, daß „die amerikanischen Ingenieure im allgemeinen keinen Verputz an der Wasserseite anwenden, dafür aber auch immer von neuem die Erfahrung machen müssen, daß selbst vorzügliches Mauerwerk nicht vollständig dicht herzustellen ist“, weisen eine Reihe von ausgeführten Staumauern, die in eigener Regie durchgeführt wurden, nach, daß diese Vorsichtsmaßregeln nicht unter allen Umständen getroffen werden müssen.

Ebenso lehnen französische Ingenieure die teilweise Erdanschüttung der Wasserseite, obwohl für die Bauunternehmungen bequeme Deponierungen des Aushubmateriales darstellend, zumeist ab.

Seite 436: Die Herstellung des Talsperrenmauerwerkes kann entweder von festen Gerüsten aus mit Laufkrahnen (z. B. Jaispitz) oder ohne Gerüste (die meisten Sperren Deutschlands) mittelst Dienstbahnen und eventuellen Bremsbergen oder aber mittelst über das Tal gespannter Seilbahnen (z. B. Waldecker und Brüxer Sperre) erfolgen.

Kapitel: Talsperren (ausgeführte Bauten).

Ägypten. Zum Zwecke der Zuwendung der Vorteile einer rationellen Bewässerung an die Kleingrundbesitzer Oberägyptens wurde die oberägyptische Bewässerungsgesellschaft Upper Egypt Irrigation Company gegründet, welche sich die Beschaffung des nötigen Wassers durch Errichtung von Pumpenanlagen und Abteufung artesischer Brunnen zur Aufgabe stellte.

Bis dato wurden 400 solcher Brunnen hergestellt, und können nunmehr durch 34 Anlagen 42800 feddans (18000 ha) bewässert werden.

Durch die Erhöhung des Assuan-Stauweihers um 7 m bezw. 5 m sollen nunmehr 400000 ha der Bewässerung zugeführt werden.

Die Ländereien sollen insbesondere auch der Baumwollekultur zugeführt werden und schätzt man den hierdurch erzielten jährlichen Gewinn auf 50—100 Mill. K., während die Baukosten mit bloß 37 Mill. K. beziffert werden.

Um den Schwierigkeiten zu begegnen, welche durch die ungleiche Ausdehnung des alten und des neuen Mauerwerks entstehen, die sich infolge der notwendigen, durch die Erhöhung der Assuan-Talsperre bedingten Verstärkung der alten Talsperrenmauer ergeben können, wurde zwischen den beiden Mauerwerkskörpern ein 15 cm breiter Zwischenraum gelassen.

Das Gewicht des Verstärkungs-Mauerstreifens wird durch 2,5 m lange Eisenstäbe, welche in Abständen von 1 m eingebaut sind, auf die alte Mauer übertragen. Dieser 15 cm breite Zwischenraum wurde dann später nach vollständig erfolgter Setzung des neuen Mauerwerks mit unter Druck eingeführtem Zementmörtel ausgefüllt, und erst dann die Erhöhung der Mauer um 6 m durchgeführt, wodurch der ursprüngliche Wasserspiegel um 7 m gehoben werden kann.

162 km unterhalb Assuan wurde im Jahre 1909 bei Esneh mit einem Kosten-aufwände von 24 Mill. K. ein neuer Nilstaudamm fertiggestellt, welcher 960 m

lang, mit 120 Durchlässen versehen, das nötige Wasser zur Bewässerung von 350000 feddans (147000 ha) abgibt und damit die Bebauung des bisher brach gelegenen Landes der Provinz Keneh ermöglicht.

Asien. Nach dem Projekte des englischen Ing. Sir William Willcox soll

2,8 Mill. ha durch Bewässerung wieder urbar dem Altertum berühmten Fruchtbarkeit zugeführt werden,

in Mesopotanien eine Fläche von

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gemacht und der aus indem durch Errichtung von Stauweihern und Stauanlagen in den Flüssen Euphrat und Tigris in den regenreichen Perioden das nötige Wasser gesammelt bezw.

den Flüssen abgeleitet werden soll.

Ein weiteres

im Bau befindliches Bewässerungsunternehmen betrifft die Konia-Ebene in Kleinasien, in welcher ein Gebiet von 60000 ha besten Getreidebodens, durch Anlage von ca. 50 km Kanälen, 175 km Flußregulierungen, von Stauweihern und sonstigen Bauobjekten melioriert werden soll.

Die

Kosten dieses Unternehmens, dessen bauliche Durchführung auf 5 Jahre berechnet war, sind mit 20 Mill. Fr. präliminiert.

Nachträge zur Literatur.

Nachtrag zu in Mailand 1906 wurden hydrometrischen und 14 publiziert, währen und von

den hydrometrischen Flügeln. Anläßlich der Ausstellung auch die neuesten Ottschen Flügel des eidgenössischen in der Schweizerischen Bauzeitung, Bd. XLVI11, No. 13

Bureaus    .

welche in vielen Ländern eingeführt, sich in der Praxis gut be-A Ott in Kempten (Bayern) zu beziehen sind.

Kreuter Landwirtschaftlicher Wasserbau, bearbeitet von Spöttle, Wev und Gerhardt, Handbuch der Ingenieurwissenschaften, 3. Teil: Der Wasserte y n -Rand Leipzig, W. Engelmann, 1907.    1. Lieferung.

baU' Nachtrag zu Hydraulische Widder“. II. Bd., S. 185: „Automatischer Widder-•her“ derFirmaAbt; siehe: Der Kulturtechniker. X. Jahrgang, 1907. Heft4,S.277.

"    Ferner hydraulischer Widder mit vom Ablaufwasser getriebener Steuerung

(Der

. JXentils (Konstrukteur Anton Ritter in Darmstadt) Zentralblatt f. Pumpen-^uftrifl913 Heft 15, weiter: „Der Hydropulsator“ vom Baurat Abraham, Berlm. Kulturtechniker, 15. April 1912.)

selbe, ^Statische”¹ Untersuchungen der Staumauer für das obere Weichsel™. Allgemeine Bauzeitung, Heft 2 und 3, Wien 1907.

Über Berechnungen von Rohrleitungen mit großem Durchmesser siehe Zeitschrift des österr. Ingenieur- und Architekten-Vereins 1907, Nr. 25, S. 457/461.

Über die Bewegung von Grundwasser siehe die Abhandlung von Dr. M. Paul nach dem Vortrage des Ingenieurs Pennink in Amsterdam (Zeitschrift des österr. Ingenieur- und Architekten-Vereins 1907. Heft 28 und 29).

Luedecke-Breslau, Über die Wasserbewegung im Boden, die mechanische Bodenanalyse und ihre Benützung zur Bestimmung der Strangentfernung. (Der Kulturtechniker 1909.)

Rudolf Müller-Wien, „Graphische Ermittelung des nötigen Fassungsraumes einer Schutzsperre mit selbsttätiger Entwässerung“ (österr. Wochenschr. f. d. öff. Baudienst 1911, Heft 10).

Rudolf Müller: Graphische Ermittelung der Hochwasserretension während der Wirkung des Überfalles bei Stauweihern (Wien 1913, Allgem. Bauztg. II. Heft).

Dr.-Ing. Fillunger, Wien 1913, „Der Auftrieb in Talsperren“.

Dr. A. Ludin, „Die Wasserkräfte“. 2 Bände. Berlin, J. Springer.

Dr. G. Moskovic, Die kleinste Wasserkapazität der Bodenarten und ihre Ursache. (Mitteilungen d. landw. Lehrkanzeln d. K. K. Hochschule f. Bodenkultur, Bd. II, I. Heft. Wien, W. Frick.)

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Querschnitt.

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Bau des Stauweihers bei Jaispitz.

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Fig. I.

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Fig.2-

Detailplan der Uberfallwehranlage.

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Tafel XXI.

Die Wasserversorgung der königl. Stadt Komotau in Böhmen.

Kaiser Franz. Joseph-Talsperre im Grölltale.

Mauerprofil durch den Entnahmeturm.

Mauerprofil neben dem Entnahmeturm.

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Grundlehren der Kulturtechnik.

Unter Mitwirkung von

Dr. M. Fleischer, Geh. Ober-Reg.-Rat, Prof, in Berlin, P. Gerhardt, Geh. Oberbaurat in Berlin, Dr. E. Gieseler, Geh. Reg.-Rat, Prof, in Poppelsdorf, M. Grantz, Geh. Reg.-Rat, Prof, in Berlin, A. Hüser, Oberlandmesser in Kassel, H. Mahraun, Geh. Reg.-Rat in Kassel, W. v. Schlebach, Oberfinanzrat in Stuttgart, Dr. W. Strecker, Prof, in Leipzig, Dr. L. Wittmack,

zu Berlin.

Geh. Reg.-Rat, Prof, in Berlin, herausgegeben von Dr. Ch. August Vogler,

Geh. Reg.-Rat, Professor an der Landwirtschaftlichen Hochschule

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Meliorations-Entwürfen und

Hillstalein zur Bearbeitung von

anderen wasserbauteehmsehen Aulgaben.

Auf gestellt und herausgegeben von

Georg Schewior,

Königl Landmesser und Kulturingenieur in

13 graphisch, Tafeln uüd 1 Zahlentab,Ue mit 23 erläuternden Beispielen.

Der Wiesenbau im Siegerlande.

Dargestellt von

A. Heinemann,

Vnnio-l Wiesenhaumeister zu Siegen i. Westi.

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Münster i. Westf.

Kart., Preis 7,50 M.

Die Praxis des Vermessungsingenieurs.

Geodätisches Hand- und Nachschlagebuch

für Vermessungs-, Kultur- und Bauingenieure, Topographen, Kartographen und

Forschungsreisende.

Mit Unterstützung durch zahlreiche Ministerien, Behörden, wissenschaftliche Institute

von

und Vereine bearbeitet

Alfred Abendroth,

Königl. Vermessungsdirigenten bei der Landesaufnahme in Berlin.

Mit 129 Textabbildungen und 13 Tafeln. Gebunden, Preis 28 M.

Der Landmesser im Städtebau.

Praktisches Handbuch zur sachgemäßen Erledigung aller landmesserischen Geschäfte im Gemeindedienst.

Von Alfred Abendroth,

Königl. Vermessungsdirigenten bei der Landesaufnahme in Berlin.

Zweite, vermehrte und verbesserte Auflage.

Mit 4 Tafeln und 34 Textabbildungen. Gebunden, Preis 12 M.

Bewegung des Wassers in Kanälen und Flüssen.

Tabellen und Beiträge

zur Erleichterung der neuen allgemeinen Geschwindigkeitsformel

von Ganguillet und Kutter.

Mit Unterstützung des Königl. Preußischen Ministeriums für Landwirtschaft, Domänen und Forsten herausgegeben von

W. R. Kutter,

Ingenieur in Bern.

Zweite Auflage. Dritter Abdruck.

Gebunden, Preis 7 M.

Kurven-Tafeln

zur

Bestimmung der Leistungsfähigkeit unter Druck liegender Bauwerke

in Entwässerungs- und Bewässerungsgräben.

(Durchlässe, Unterleitungen, Einlaß- und Abfallkastenschleusen.)

Zum Gebrauche beim Projektieren von Ent- und Bewässerungsanlagen

bearbeitet von Ferd. Hürten,

Königl. Oberlandmesser und Vorsteher des meliorationstechnischen Bureaus der Königl. (ieneralkommission zu Münster i. Westf.

Heransgegeben mit Unterstützung des Königl. Prenfs. Ministeriums für Landwirtschaft, Domänen und Forsten.

Gebunden, Preis 3 M.

Handbuch des deutschen Dünenbaues.

Im Aufträge des Königl. Preuß. Ministeriums der öffentlichen Arbeiten

und unter Mitwirkung von

Paul Bock,

Regierungs- und Forstrat in Königsberg

herausgegeben von

Paul Gerhardt,

Regierungs- und Baurat in Königsberg i. Pr.

Mit 445 Textabbildungen. Gebunden, Preis 28 M.

Dr. Johannes Abromeit,

Assistent am Botanischen Institut und Garten in Königsberg

Dr. Alfred Jentzsch,

Landesgeologe in B

und Professor erlin

Zu beziehen durch jede Buchhandlung.

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