水处理设计doc

第一章工艺流程方案

通过对主要处理构筑物的分析比较，从中制定出水厂处理工艺流程如图1所示。

↓

↓ 图1 水厂处理工艺流程框图（构筑物）

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第二章水处理构筑物设计及计算

2.1配水井设计与计算

配水井是为了改善进水泵池来水的水流条件，均匀分配原水至各组处理构筑物，确保运行的稳定性。配水井同时作为滤池上清液的接纳点。

2.1.1. 设计参数

配水井设计规模为5625m 3/h。 2.2.2. 设计计算

（1）配水井有效容积

配水井水停留时间采用2～3m in ，取T =2.5m in ，则配水井有效容积为：

W =QT =5625⨯2.5/60=234.375m

（2）进水管管径D 1 配水井进水管的设计流量为Q =5625m 3/h =1.56m 3/s ，查水力计算表知，当进水管管径D 1=1500m m 时，v =1.657m /s （在1.5～1.7m /s 范围内）。

（3）矩形薄壁堰

进水从配水井底中心进入，经等宽度堰流入2个水斗再由管道接入2座后续处理构筑物。每个后续处理构筑物的分配水量为

q =4012.5/2=2812.5m /h =0.781m /s 。配水采用矩形薄壁溢流堰至配水管。

① 堰上水头H

因单个出水溢流堰的流量为q =0.781m 3/s =781L /s ，一般大于100L /s 采用矩形堰，小于100L /s 采用三角堰，所以本设计采用矩形堰（堰高h 取0.5m ）。

矩形堰的流量公式为：

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q =3/2

式中

——矩形堰的流量，m 3/s ；

m ——流量系数，初步设计时采用m =0.42；

b H

——堰宽，m ，取堰宽b =6.28m ； ——堰上水头，m 。

已知q =0.781m 3/s ，m =0.42，b =5.71m ，代入下式，有：

H =2/3

=2/3

=0.20m

② 堰顶宽度B 根据有关试验资料，当

B H

=0.35（在

B H

时，属于矩形薄壁堰。取B =0.07m ，这时

0～0.67范围内），所以，该堰属于矩形薄壁堰。

（4）配水管管径D 2

由前面计算可知，每个后续处理构筑物的分配流量为q =0.781m 3/s ，查水力计算表可知，当配水管管径D 2=1100mm 时，v =1.179m /s （在1.0～1.2m /s 范围内）。进水管采用钢管, 直径为DN1100, 查设计手册1册, 设计流速为1.179m/s，1000i=2.1m，混合管段的水头损失h =iL =

50⨯2.11000

≈0.105m

。小于管

式混合水头损失要求为0.3-0.4m 。这说明仅靠进水管内流速不能达到充分混合的要求。故需在进水管内装设管道混合器, 本设计推荐采用管式静态混合器，管式静态混合器示意图见图1.3。

（5）配水井设计

配水井外径为8m ，内径为6m ，井内有效水深H 0=7.9m ，考虑堰上水头和一定的保护高度，取配水井总高度为8.8m 。

2.2混合工艺设计计算

考虑设絮凝池2座, 混合采用管式混合。设水厂进水管投药口至絮凝池的距

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离为50米。进水管采用两条, 设计流量为Q=135000/24/3600/2=0.781 m 3/s 。 2.2.1. 设计参数：

采用玻璃钢管式静态混合器2个。

每组混合器处理水量为0.781m 3/s，水厂进水管投药口至絮凝池的距离为10m ，，进水管采用两条DN1100钢管。 2.2.2. 设计计算：

（1）进水管流速v ：

据d 1=1100m m ，Q =0.781m 3/s ，查水力计算表可知，v =1.179m /s （手册：0.8～1.0m/s；厂家：0.9～1.2 m/s，基本均在上述范围内）。

（2）混和器的计算:

混合单元数取N=3,则混合器长度为L =1.1⨯D ⨯N =1.1⨯1.1⨯3=3.63 混合时间T =

L v =2.641.11

=3.08m /s

Q D

水头损失: h =δ

N =0.1184⨯

4.4

⨯N =0.1184⨯

0.7811.1

4.4

⨯3=0.14m

校核G

：G =

=680.9s

-1

G T =680.9⨯3.08=2097.2>2000

。水力条件符合。

（3）混合器选择：

静态混合器采用3节，静态混合器总长4100mm ，管外径为820mm ，质量1249kg ，投药口直径65mm 。

2.3投药工艺及投药间的设计计算 2.3.1. 设计参数

本设计选用硫酸铝为混凝剂，最大投加量为32mg/L，平均为25mg/L。（1）溶液池:

溶液池的容积：

W 1=

24⨯1000⨯u ⨯Q b ⨯n ⨯1000⨯1000

uQ 417bn

32⨯5625417⨯15⨯4

=7.2m

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式中

u －混凝剂最大投加量，32mg /L

Q b

－设计流量，为4012.5m 3/h －混凝剂的投加浓度，取15％。

n －每日的投加次数，取4次。

溶液池按两个设计，一次使用一个池子，两个池子交替使用。溶液池的平面形状采用正方形，有效水深取1.1m ，则边长为2.5m 。考虑超高为0.5m 。则溶液池尺寸为L ×B ×H ＝2.5m ×2.5m ×1.8m 。

溶液池池底设DN200的排渣管一根，溶液池采用钢筋混凝土池体，内壁衬以聚乙烯板（防腐）。

（2）溶解池：

容积W 2=0.3W 1=0.3⨯7.2=2.16m 3

溶解池建两座，一用一备，交替使用, 每日调制两次。取有效水深为

1.50m ，平面为正方形形状，边长为1.5m 。考虑超高0.5m ，则池体尺寸L ×B ×H ＝1.5m ×1.5m ×2.0m 。

溶解池的放水时间采用t =10m in ，则放水流量为：

q 0=

W 260t

2.1660⨯10

=3.6L /s

查水力计算表：放水管管径采用DN80，相应流速为1.42m/s。

溶解池底部设管径DN300的排渣管一根，溶解池采用钢筋混凝土池体，内壁衬以聚乙烯板（防腐）。

投药管的流量为：

q =

W 1⨯4⨯10

24⨯3600

7.2⨯4⨯1024⨯3600

=0.33L /s 查水力计算表得，投药管直径为

DN40，相应流速为0.72m/s。

溶解池的搅拌装置：

每池设搅拌机一台。选用ZJ-700型折桨式搅拌机，功率为4KW, 转速为85r/min。

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（3）计量泵

加药采用计量泵湿式投加，总流量为：

W 1/12=7.2/6=1.2m /h =1200L /h

安装3台，两用一备。计量泵型号为J-Z400/2.5，单台的设计流量为600L/s。

2.4 反应（絮凝）工艺: 折板絮凝池的设计计算：

2.4.1. 设计参数

设计两座, 每座设2组, 每组设计水量为0.3905m 3/s。两组之间的隔墙厚取200mm ，采用三段式，总絮凝时间18min ，第一段为相对折板, 第二段为平行折板, 第三段为平行直板。絮凝池布置如下图。

速度梯度G 要求由90s -1减至20 s -1左右，絮凝池总GT 值大于2×104。絮凝池与沉淀池合建，为配合沉淀池，单座絮凝池实际宽采用14m ；絮凝池有效水深H 0采用3.8m 。

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折板絮凝池布置图

2.4.2. 设计计算：（1）第一絮凝区:

设通道宽为1.4m, 设计峰速为0.34m/s,则峰距b 1:

b 1=

0.39050.34⨯1.4

=0.82m

, 取0.8m 。

=0.276m /s

实际峰速为：v 1=

0.30950.8⨯1.4

。

谷距b 2: b 2=b 1+2c =0.8+2⨯0.355=1.51m 。

折板布置如草图，板宽采用500mm ，夹角90°，板厚60mm 。第一絮凝区布置草图：

侧边峰距b 3:b 3=

B -4b 1-5(t +c )

8.2-4⨯0.8-5⨯(0.355+0.04)

=1.513m

侧边谷距: b 4=b 3+c =1.513+0.355=1.868m 中间部分谷速v 2: v 2=

0.39051.4⨯1.51

=0.185m /s

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侧边峰速v 1': v 1'=侧边谷速v 2': v 2'=

水头损失计算: ① 中间部分:

渐放段损失:

h 1=

0.39051.4⨯1.5130.39051.4⨯1.868

=0.184m /s

=0.149m /s

δ1v 1'-v 2'

(

)=0.5⨯0.276

-0.185

2⨯9.8

=0.0011m

渐缩段损失:

2222

⎡⎡⎛F 1⎫⎤v 1⎛0.8⎫⎤⎛0.276⎫h 2=⎢1+δ2- =⎢1+0.1- ⎪⎥⎪⎥ ⎪=0.0032

F 22g 1.512⨯9.8⎝⎭⎥⎝⎭⎥⎭⎢⎢⎣⎦⎣⎦⎝

按图布置, 每格设有12个渐缩和渐放, 故每格水头损失:h=12×(0.0022+0.0032)=0.0684m。 ② 侧边部分:

渐放段损失:

h 1' =δ1

v ' 1-v ' 2

=0.5⨯

0.184-0.149

2⨯9.8

=0.0003m 。

渐缩段损失:

222⎡⎛F 1' ⎫⎤v ' 12⎡⎛1.513⎫⎤0.184

h 2' =⎢1+δ2- =⎢1+0.1- =0.000767m ⎥⎪⎥⨯' ⎪

2g ⎝1.868⎭⎥⎢⎢⎝F 2⎭⎥⎣⎦2⨯9.8⎣⎦

每格共6个渐缩和渐放, 故h ’=6×(0.0003+0.000767)=0.0064m。 ③ 进口及转弯损失:

共1个进口,2个上转弯,3个下转弯, 上转弯处水深H4为0.7米, 下转弯处水深为H3=1.2米, 进口流速取0.3m/s。进口尺寸为0.9m ×1.0m 。

上转弯流速为: v 4=下转弯流速: v 5=

0.39051.40.3905

=0.279m /s ,

1.2⨯1.4

=0.23m /s

上转弯δ取1.8, 下转弯及进口取3.0, 则每格进口及转弯损失之和h ''为:

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h '' =1.8⨯2⨯

0.3905

2⨯9.8

+3⨯3⨯

0.23

2⨯9.8

+3⨯

0.3

2⨯9.8

0.54864+0.4761+0.27

2⨯9.8

=0.066m

④ 总损失:

每格总损失: ∑h =h +h '+h ''=0.0684+0.0064+0.066=0.1408m 第一絮凝区总损失: H 1＝2∑h =2⨯0.1329=0.2816m 第一絮凝区停留时间: T 1=第一絮凝区平均G 值

:G 1=（2）第二絮凝区:

采用平行折板, 折板间距等于第一区的中间部分峰距即0.6米。通道宽取2.0米。布置形式如下图

2⨯1.4⨯8.2⨯3.80.2785⨯60

=3.72m in

=130S

-1

中间部分流速为: 可以.

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0.27852⨯0.6

=0.325m /s ,

侧边峰距b3:b3=8.2-6×0.6-7×0.04=4.32m. 由图可知,b3+b3+c=4.32m,故b 3=

4.32-0.355

=1.9825m

侧边谷距b4=b3+c=0.335+1.9825=2.3175m. 侧边峰速v 1' =侧边谷速v 2' =水头损失计算: ① 中间部分:

一个90º弯头的水头损失h 1=δ

0.39052.0⨯1.98250.39052.0⨯2.3175

=0.09849m /s =0.084m /s

=0.6⨯

0.325

2⨯9.8

=0.00323m 按图布置, 共有

18个/每格, 则每格水头损失h =18⨯0.00323=0.05814m . ② 侧边部分

渐放段损失:

h 1=δ1

v 1-v 2

'2' 2

=0.5⨯

0.09849-0.084

2⨯9.8

=0.00013m

渐缩短损失:

22' 2⎡⎤v ' 2⎡⎛⎫F 1.9825⎛⎫⎤0.09849' 11

=⎢1+0.1+ =0.00091m h 2=⎢1+δ2+ ' ⎪⎥⎪⎥⨯2g ⎣2⨯9.8⎝2.3175⎭⎦⎢⎢⎥⎝F 2⎭⎥⎣⎦

每格共有6个渐缩和渐放, 故h ’=6×(0.00013+0.00091)=0.00624m。 ③ 进口及转弯损失:

共有1个进口,3个上转弯,4个下转弯, 上转弯处水深H4为0.7米, 下转弯处水深为1.2米, 进口流速v 3取定为0.2m/s,进口尺寸为0.8m ×1.75m, 上转弯处流速为v 4=

0.39052.0⨯0.7

=0.279m /s

, 下转弯处流速为: v 5=

0.39052⨯1.2

=0.163m /s

。上转

弯δ取1.8, 进口及下转弯取3.0, 则每格进口及转弯损失h '' 为:

h =3⨯

0.22g

+1.8⨯3⨯

0.2792g

+3.0⨯4⨯

0.1632g

0.12+0.42+0.319

2⨯9.8

=0.0438m

每格总损失为: ∑h =h +h ' +h '' =0.05814+0.00624+0.0438=0.10818m .

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第二絮凝区总损失为: H 2=2⨯∑h =2⨯0.10818=0.21636m 第二絮凝区的停留时间: T 2=平均速度梯度G 值

: G 2=（3）第三絮凝区:

本区采用平行直板, 板厚为84mm, 具体布置见下图

2⨯2⨯8.2⨯3.80.3905⨯60

=5.32m in

=81.2s

-1

平均流速取0.1m/s,通道宽度为: 水头损失:

共1个进口及5个转弯, 流速采用0.1m/s, δ=3.0,则单格损失为:

h =6⨯

0.1

0.39050.1⨯1.08

=3.62m

, 取3.7米。

⨯3=0.0092m 。

总水头损失为：

H 3=0.0092⨯2=0.0184m

停留时间为:

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T 3=

2⨯3.7⨯8.2⨯3.80.3905⨯60

=9.84m in

平均G 值为

G 3=

=17.4s

-1

（4）各絮凝段主要指标

（5）各絮凝区进水孔

① 第一絮凝区进口流速v 3取0.3m /s ，则第一絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.3

=1.3m

进水孔宽取1.3m ，高取1.03m 。

② 第二絮凝区进口流速v 3取0.2m /s ，则第二絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.2

=1.95m

进水孔宽取1.5m ，高取1.3m 。

③ 第三絮凝区进口流速v 3取0.1m /s ，则第三絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.1

=3.905m

进水孔宽取1.8m ，高取2.15m 。

（6）排泥设施:

排泥采用DN300mm 穿孔排泥管。

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2.5沉淀工艺设计与计算

2.5.1．设计参数：

絮凝池设独立的两座，故沉淀池与之相对应，设2座。采用平流沉淀池, 每座设计流量为0.781m 3/s。按沉淀时间和水平流速计算方法计算。

沉淀时间取1.5h, 水平流速取15mm/s。 2.5.2．设计计算：

（1）池体设计计算：

池长L ＝3.6vT=3.6×15×1.5=81m,取81m 。池平面面积F ＝F ＝池宽B =

F L =127881

Q T H ＝

2811.6⨯1.5

3.3

=1278m

=15.78m

，取16m 。

=4.05m

实际有效水深为：校核:

2811⨯1.516⨯65

取超高0.55m 。则池深为4.6m 。

L/B=65/16=4.06>4,L/H=65/4.05=16.05>10。

中间设两道250mm 的隔墙将沉淀池分成三格，每格宽为5.17m 。则，水力半径：R =

ωχv

5.17⨯4.054.05⨯2+5.17

0.012

=1.58m

弗劳德数：Fr =

1.58⨯9.8

=9.3⨯10

-6

（Fr 在1⨯10-4-1⨯10-5之间）

雷诺数：Re =

0.012⨯1.581.011⨯10

-6

=15138≈15000（一般为4000－15000）

可见Fr , Re 均满足要求。沉淀池示意见下图。

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指型槽

配水渠

集水渠

穿孔花墙

出水斗

沉淀池示意图

（2）沉淀池的进水设计：

进水采用穿孔墙布置，尽量做到在进水断面上水流的均匀分布，避免已

形成的絮体破碎。单座池墙长16m ，墙高4.6m ，有效水深4.05m ，布水墙如下图。

砖砌穿孔布水墙

根据设计手册：当进水端用穿孔配水墙时，穿孔墙在池底积泥面以上0.3～0.5m 处至池底部分不设孔眼，以免冲动沉泥。本设计采用0.5m 。 ① 单个孔眼的面积w 0：

孔眼尺寸考虑施工方便，采用尺寸：15cm ×8cm 。w 0=0.15⨯0.08=0.012m 2 ② 孔眼总面积Ω0:

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孔眼流速采用v 1=0.1m /s ，Ω0=③孔眼总数n 0：

n 0=

Ω0w 0

=7.810.012

=650.8个，取

q v 1

=0.7810.1

=7.81m

651个。

0.781651⨯0.012

孔眼实际流速为：v 1' =③ 孔眼布置：

q n 0w 0

==0.1m /s

孔眼布置成9排，每排孔眼数为651=72.33≈73个。水平方向孔眼的间距取139mm ，则计算的水平长度为：73⨯80+73⨯139=15987m m 。

竖直方向的间距为150mm, 最上一排孔眼的淹没深度假定为0.5m ，最下一排孔眼距池底为0.5m ，则竖向的计算高度为：0.15⨯9+0.15⨯8+0.5+0.5=3.55m ，可以。（3）沉淀池的集水系统：

沉淀池的出口布置要求在池宽方向上均匀集水，并尽量滗取上层澄清水，减小下层沉淀水的卷起，目前采用的办法多为采用指形槽出水。 ① 指形槽的个数：N=7 ② 指形槽的中心距：a =③ 指形槽中的流量：q 0' =

B N Q N ==147=2m

0.7816

≈0.112m /s 考虑到池子超载系数为20％，

故槽中流量为：q 0=1.2q 0' =1.2⨯0.112=0.134m 3/s ④ 指形槽的尺寸：

槽宽b =0.9q 00.4=0.9⨯0.1340.4=0.4m

取堰上负荷为450m 3/(m . d ) ，则指形槽长度：

L =96300/2⨯450=150m

7个集水槽，双侧进水。每根槽长：8.92m ，取9.0m 。起点槽中水深：H 1=0.75b =0.75⨯0.4=0.3m 终点槽中水深：H 2=1.25b =1.25⨯0.4=0.5m

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为便于施工，槽中水深统一取H 2=0.5m 。 ⑤ 槽的高度：

集水方法采用锯齿形三角堰自由出流方式，跌落高度取0.05m ，槽的超高取0.15m 。则指形槽的总高度H 3=H 2+0.15+0.05=0.70m （说明：该高度为三角堰底到槽底的距离）。 ⑥ 三角堰的计算：

a. 每个三角堰的流量q 1，堰上水头取0.08m ，则：

q 1=1.343H 1

2.47

=1.343⨯0.08

2.47

=0.00262m /s

b. 三角堰的个数：

n =

q q 1

0.7810.00262

=298个。三角堰的中心距：936/2) =0.5m

。

⑦ 集水槽的设计：

集水槽的槽宽b ' =0.9Q 0.4=0.9⨯0.5570.4=0.712m ，为便于施工，取0.8m 。起点槽中水深：H 1=0.75⨯b ' =0.75⨯0.8=0.6m 终点槽中水深：H 2=1.25⨯b ' =1.25⨯0.8=1.0m

为便于施工，槽中水深统一取1.0m 。自由跌水高度取0.07m 。则集水槽的总高度为：H =0.7+0.07+1.0=1.77m 。 (4)沉淀池排泥：

排泥是否顺畅关系到沉淀池净水效果，当排泥不畅、泥渣淤积过多时，将严重影响出水水质。排泥方法有多斗重力排泥、穿孔管排泥和机械排泥。机械排泥具有排泥效果好、可连续排泥、池底结构简单、劳动强度小、操作方便可以配合自动化等优点。故本设计采用虹吸式机械排泥。采用SXH 型虹吸式吸泥机，轨距l ＝16000mm

2.6过滤工艺：V 型滤池的设计与计算：

2.6.1. 设计参数：

设计水量（包括7%水厂自用水量）为：Q =1.35⨯105m 3/d =1.5625m 3/s

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设计滤速采用v =12m /h ，强制滤速v '≤20m /h 。

滤池采用单层石英砂均粒滤料，冲洗方式采用：先气冲洗，再气-水同时冲洗，最后再用水单独冲洗。根据设计手册第三册P612表9-8确定各步气水冲洗强度和冲洗时间，参数具体如下：

（1）冲洗强度

第一步气冲冲洗强度q 气1=16L /(s . m 2)；第二步气-水同时反冲洗, 空气

强度q 气2=16L /(s . m ), 水冲洗强度q 水1=4. 0L (/s . m )；第三步水冲洗强度

q 水2=6L /(s . m

)。

（2）冲洗时间

第一步气冲洗时间t 气=3m in , 第二步气-水同时反冲洗时间t 气水=4m in ,

单独水冲时间t 水=5m in ；冲洗时间共计为: t =12m in =0.2h ；冲洗周期T =48h , 反冲洗横扫强度为2.0L /(s . m 2)。 2.6.2. 设计计算：（1）池体设计:

①滤池工作时间t '：

t =24-t ⨯

24T

=24-0.2⨯

2448

=23.9h

(式中未考虑排放初滤水) 。

②滤池总面积F:

F =

Q vt

13500012⨯23.9

=470.7m

③滤池分格:

选双格V 型滤池, 池底板用混凝土, 单格宽B 单=4m , 长L 单=15m , 面积60m ,

共四座, 每座面积f =120m 2, 总面积480m 2.

④校核强制滤速v ' :

v =

N v N -1

4⨯124-1

=16m /h

。

⑤滤池的高度确定:

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滤池超高H 6=0.3m , 滤层上水深H 5=1.5m , 滤层厚度H 4=1.0m 。承托层厚取H 3＝0.1m 。滤板厚参考滤板用0.05m 厚预制板, 上浇0.08m 混凝土层, 故取

H 2=0.13m

。滤板下布水区高度取H 1=0.9m 。

滤池的总高度为:

H =H 1+H 2+H 3+H 4+H 5+H 6=0.9+0.13+0.1+1.0+1.5+0.3=3.93m ⑥水封井的设计:

滤池采用单层加厚均粒滤料, 粒径0.95-1.35mm, 不均匀系数1.2-1.6。均粒滤料清洁滤料层的水头损失按下式计算:

∆H 清=180⨯

⨯

(1-m 0)

m 0

⎛1⎫ ⎪l 0v ⎝ϕd 0⎭

式中: ∆H 清-水流通过清洁滤料层的水头损失,cm;

ν-水的运动黏度, cm /s , 20℃时为0.0101cm /s ;

g -重力加速度, 981cm /s m 0-滤料孔隙率; 取0.5;

;

d 0-与滤料体积相同的球体直径, cm , 根据厂家提供的数据0.1cm . l 0-滤层厚度,cm,l 0=100cm ;

v -滤速，cm /s , v =12m /h =0.33cm /s ;

ϕ-滤料颗粒球度系数，天然砂粒为0.75-0.8, 取0.8.

0.0101981

所以∆H 清＝180⨯

⨯

(1-0.5)

0.5

1⎛⎫

⨯ ⎪⨯100⨯0.33≈19.11cm ⎝0.8⨯0.1⎭

根据经验, 滤速为9-10m/h时, 清洁滤料层水头损失一般为30-40cm, 计算值比经验值低, 取经验值的底限30cm 为清洁滤料层的过滤水头损失。正常过滤时, 通过长柄滤头的水头损失∆h ≤0.22m , 忽略其他水头损失, 则每次反冲洗后刚开

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始过滤时的水头损失为: ∆H 开始=0.3+0.22=0.52m 。

为保证滤池正常过滤时池内的液面高出滤料层, 水封井出水堰顶标高与滤料层相同, 设计水封井平面尺寸2m ×2m, 堰底板比滤池底板低0.3m 。

水封井出水堰总高为:

H 水封＝0.3+H 1+H 2+H 3=0.3+0.9+0.13+1.0=2.33m

因为每座滤池的过滤水量: Q 单＝vf =12⨯120=1440m

=0.4m

。所以水

封井出水堰上水头由矩形堰的流量公式Q =1.84bh 2计算得:

h 水封

⎡Q 单⎤3⎡⎤3

0.4=⎢≈0.23m 。则反冲洗完毕, 清洁滤⎥＝⎢⎥1.84⨯21.84b )堰)⎦⎣⎦⎣

料层过滤时滤池液面比滤料层高0.23+0.52=0.75m。（2）反冲洗管渠系统:

①反冲洗水量按水洗强度最大时计算。单独水洗时反洗强度最大, 为6L/(s.m2) 。

Q 反水＝6⨯120＝720L /s =0.72m /s =2592m /h 。

V 型滤池反冲洗时, 表面扫洗同时进行, 其流量：

Q 表水＝q 表水⨯f =0.002⨯120=0.24m /s 。

②反冲洗配水系统的断面计算:

配水干管进口流量应为1.5m/s,配水干管(渠) 的截面积:

A 水干＝

Q 反水

水干

＝0.504

=0.48m 。

反冲洗配水干管选用钢管,DN800, 流速为1.31m/s,反冲洗水由反洗配水干管输送到气水分配渠, 由气水分配渠底侧的布水方孔配水到滤池底部布水区。反冲洗水通过配水方孔的流速按反冲洗配水支管的流速取值。配水支管或孔口的流速为1-1.5m/s左右, 取v 水支＝1m /s 。

则配水支管(渠) 的截面积:

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A 方孔＝

Q 反水

v 水支

＝0.72

=0.72m 2

此即配水方孔总面积, 沿渠长方向两侧各布置20个配水方孔, 共40个, 孔中心间距0.6m 。

面积:A 小＝

0.7240

=0.018m

，每个孔口尺寸取0.12m ×0.12m 。

③反冲洗用气量Q 气的计算:

反冲洗用气流量按气冲强度最大时的空气流量计算, 这时气冲的强度为

16L /(s . m

), Q

反气

＝q 气f =16⨯120=1920L /s =1.92m /s

④配气系统的断面计算:

配气干管(渠) 进口流速应为5m/s左右, 则配气干管(渠) 的截面积：

A 气干＝

Q 反气

v 气干

＝1.92

=0.384m

反冲洗配气干管用钢管,DN700, 流速为4.75m/s,反冲洗用空气, 由反冲洗配气干管输送至气水分配渠, 由气水分配渠两侧的布气小孔到滤池底部布水区, 布气小孔紧贴滤板下缘, 间距与布水方孔相同, 共计40个, 反冲洗用空气通过配气小孔的流速按反冲洗配气支管的流速取值。

反冲洗配气支管流速或孔口流速应为10m/s左右, 则配气支管(渠) 的截面积为:

A 气支＝

Q 反气

v 气支

＝1.92

=0.192m 。

A 气支

每个布气小孔面积: A 气孔＝

＝0.192

=0.0048m

孔口直径d 气孔＝(4⨯0.0048)2≈0.078m 每孔配气量:

Q 气孔＝Q 反气40＝1.9240=0.048m /s =172.8m /h

⑤气水分配渠的断面设计:

对气水分配渠断面面积要求的最不利条件发生在气水同时反冲洗时, 亦即气

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水同时反冲洗时要求气水分配渠断面面积最大, 因此气水分配渠的断面设计按气水同时反冲洗的情况设计, 气水同时反冲洗时反冲洗水量为:

Q 反气水＝q 水⨯f =4.0⨯120=480L /s =0.480L /s

气水同时反冲洗时, 反冲洗时用空气的流量:

Q 反气＝q 气⨯f =16⨯120=1920L /s =1.920m /s

气水分配渠的气水流速均应按相应的配气配水干管流速取值, 则气水分配干渠的断面积:

A 气水＝

Q 反气水v 水干

＋

Q 反气v 气干

＝

0. 481. 5

+1.925

=0.704m

(3)滤池管渠的布置:

①反冲洗管渠: a. 气水分配渠:

气水分配渠起端宽取1.0m, 高取1.5m, 末端宽取1.0m, 高取1.0m, 则起端截面积0.6m , 末端截面积0.4m 。两侧沿程各布置20个配气小孔和20个布水方孔, 孔间距0.6m, 共40个配气小孔和40个配水方孔。气水分配渠末端所需最小截面积

0.540

=0.0125m

, 满足要求。

b. 排水集水槽:

排水集水槽顶端高出滤料层顶面0.5m, 则排水集水槽起端槽高:

H 起＝H 1＋H 2+H 3+H 4+0.5-1.5=0.9+0.13+0.1+1.0＋0.5-1.5=1.13m

1.5m 为气水分配渠起端高度。

排水槽末端高度为:

H 末＝H 1＋H 2＋H 3+H 4+0.5-1.0=0.9+0.13+0.1+1+0.5-1.0=1.63m

底坡:

1.63-1.13

≈0.0417

②进水总渠: a. 进水总渠:

四座滤池, 分成独立的两组, 每组进水总渠过水流量按强制过滤流量计, 滤速

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为0.8-1.2m/s，取V ＝1.0 m/s。

强制过滤流量Q 强＝

135000

＝67550m

/d ≈0.781m

进水总渠水流断面积:

A 进总＝

Q 强

==0.781m

进水总渠宽1m, 高0.6m ，考虑超高0.3m 。则进水总渠高为0.9m ，考虑到施工方便，进水总渠高与配水渠高相同，故取1.0m 。

b. 每座滤池的进水孔:

每座滤池由进水侧壁开3个进水孔。两侧进水孔口在反冲洗时关闭. 中间进水孔孔口设手动调节闸板, 在反冲洗时不关闭, 供给反冲洗表扫用水。孔口面积按

孔口淹没出流公式Q =0.64. 其总面积按滤池强制过滤水量计, 孔口两侧水位差取

0.1m,

A 孔＝

Q 强

≈0.87m

中间孔面积及表面扫洗水量的计算:

A 中孔＝A 孔⨯（

Q 表水

强

）＝0.87⨯0.24

(

≈0.27m

0.781)

孔口宽B 中孔＝1.0m , 高H 中孔＝0.2m

两个侧孔口设闸门, 采用橡胶囊充气阀, 每个侧孔面积:

A 侧＝(A 孔－A 中孔)/2=(0.87-0.27)/2=0.3m

孔口宽B 侧孔＝0.5m , 高H 侧孔＝0.68m c. 每座滤池内设的宽顶堰:

为保证进水的稳定性, 进水总渠引来的浑水经过宽顶堰进入每座滤池内的配水渠, 再经滤池内的配水渠分配到两侧的V 型槽。宽顶堰堰宽b 宽顶＝5m , 宽顶堰与进水总渠平行设置, 与进水总渠侧壁相距0.5m, 堰上水头由矩形堰的流量公式

Q =1.84bh 2得,

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⎡⎤3⎡Q 强⎤3

h 宽顶＝＝⎢⎥≈0.193m ⎢b 宽顶⎥1.84⨯5)⎣⎦⎣⎦

d.每座滤池的配水渠:

进入每座滤池的浑水经过宽顶堰溢流至配水渠, 由配水渠两侧的进水孔进入滤池内的V 型槽. 滤池配水渠宽b 配渠＝0.5m , 渠高为1.0m, 渠总长等于滤池总宽. 则渠长L 配渠＝7m ＋0.4m =7.4m . 当渠内水深h 配渠＝0.6m 时, 流速(进来的浑水由分配渠中段向渠两侧进水孔流去, 每侧流量为Q 强/2) ：

v 配渠＝Q 强

(2b

配渠

h 配渠)＝2⨯0.5⨯0.6)≈1.18m /s , 基本满足滤池进水管

渠流速在0.8-1.2m/s的要求。

e. 配水渠过水能力校核: 配水渠的水力半径:

R 配渠＝b 配渠h 配渠

(2h

配渠

＋b 配渠)＝0.5⨯0.6

2⨯0.6+0.5)≈0.18m

配水渠的水力坡降:

⎛i 渠＝ nv 渠

⎝

R 渠3

⎫⎛⎫3

＝0.013⨯1.20.18⎪ ⎪≈0.002 ⎭⎝⎭

渠内水面降落量:

∆h 渠＝

i 渠L 配渠

＝0.002⨯7.4

=0.0074m

因为配水渠最高水位h 配渠＋∆h 渠＝0.6+0.0074

③V 型槽的设计: V 型槽的设计 a. 扫洗水布水孔

V 型槽底部开有水平布水孔，表面扫洗水经此布水。布水孔沿槽长方向均匀布置，内径一般为20～30mm ，过孔流速为2.0m /s 左右，本设计采用

d v 孔=0.025m

，v v 孔=2.0m /s 。

每座滤池V 型槽的水平布水孔总截面积为：

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A v 孔=

Q 表水v v 孔

=0.242.0

=0.12m

每座滤池V 型槽的水平布水孔总数为：

N 孔=

A v 14

孔

0.1214

⨯3.14⨯0.025

≈244个

πd v 孔

每座滤池单侧V 型槽的水平布水孔数为n 孔=172个，布水孔间距为 0.15m。 b. V型槽垂直高度的确定

滤池冲洗时槽内水面低于斜壁顶约50～100mm ，本设计采用h 1=0.1m 。

根据孔口出流公式Q =0.64，则表面扫洗时V 型槽内水位高出滤池反冲洗时液面的高度h 2为：

⎡Q ⎤h 2=⎢表水⎥

2⨯0.64⨯A )表孔⎦⎣

0.24⎤/(2g )≈1.12m 2g )=⎡

2⨯0.64⨯0.04⎦⎣

扫洗水布水孔中心一般低于用水单独冲洗时池内水面50～150mm ，本设计采用h 3=0.15m 。

取V 型槽槽底的高度低于表扫水出水孔中心为h 4=0.21m 。

反冲洗时排水集水槽的堰上水头由矩形堰的流量公式Q =1.84bh 3/2求得，其中b 为集水槽长，b =L =12m ；Q 为单格滤池反冲洗水量，

Q 反单＝

Q 反

＝0.672

=0.336m /s ，则反冲洗时排水集水槽的堰上水头h 5为：

⎡Q 反单⎤3⎡0.336⎤3

h 5＝⎢⎥=⎢⎥≈0.06m 1.84b 1.84⨯12))⎣⎦⎣⎦

V 型槽的垂直高度为：

h 1+h 2+h 3+h 4=0.1+1.12+0.15+0.21=1.51m

V 型槽斜壁顶与排水集水槽顶的垂直距离为：

h 1+h 2+h 5=0.1+1.12+0. 06=1.28m

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V 型槽的倾角采用45︒。（4）冲洗水的供应：

可选用冲洗水泵或冲洗水箱供水，本设计采用冲洗水泵。

a. 冲洗水泵到滤池配水系统的管路水头损失∆h 1

反洗配水干管用钢管，DN700, 管内流速为 1.31m/s,1000i=2.88m，布置管长总计为50m 。则反冲洗总管的沿程水头损失

∆h f '=iL =0.00288⨯50≈0.144m

主要配件及局部阻力系数ζ见下表：

=8.34⨯

1.312g

∆h j '=ζ

≈0.73m

则冲洗水泵到滤池配水系统的管路损失

∆h 1'=∆h f '+∆h j '=0.144+0.73=0.874m

b.清水池最低水位与排水槽堰顶的高差H 0=5m c.滤池配水系统的水头损失∆h 2

（a ）气水分配渠的水头损失按最不利条件，即气水同时反冲洗时计算。此时渠上部是空气，下部是反冲洗水，按矩形暗管（非满流，n=0.013）近似计算。

气水同时反冲洗时，Q 反气水＝0.48m 3/s 则气水分配渠内的水面高为：

h 反水＝Q 反气水

水干

b 气水)＝0.48(1.5⨯0.4)=0.8m

水力半径R 反水＝b 气水h 气水

(2h

反水

＋b 气水)＝0.4⨯0.8(2⨯0.8+0.4)=0.16m

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水力坡降i 反渠＝nv 渠R 渠

(

)＝(0.013⨯1.50.16)

≈0.005

渠内的水头损失∆h 反水＝i 反水l 反水＝0.005⨯12=0.06m （b ）气水分配干渠底部配水方孔水头损失∆h 方孔

气水分配干渠底部配水方孔水头损失按孔口淹没出流公式，Q ＝0.8计算。其中Q 为Q 反气水，A 为配水方孔的总面积。由反冲洗配水系统的断面计算部分内容可知，配水方孔的实际总面积为A 方孔＝0.576m 2。则

∆h 方孔＝⎡⎣Q 反气水

0.8A

方孔

)⎤⎦

2g =⎡⎣0.34

(0.8⨯0.576)⎤⎦

2g ≈0.028m

（c ）查手册，反洗水经过滤头的水头损失∆h 滤≤0.22m c. 砂滤层的水头损失∆h 3

滤料为石英砂，容重γ1＝2.65t /m 3，水所谓容重为γ=1t /m 3，石英砂滤料膨胀前的孔隙率m 0=0.41，滤料层膨胀前的厚度H 3=1.0m 。则滤料层的水头损失

∆h 3=(γ1γ-1)(1-m 0)H 3=(2.65-1)(1－0.41)⨯1.0≈0.97m e. 富裕水头∆h 4取1.5m 。则反冲洗水泵的最小扬程为：

H 水泵＝H 0＋∆h 1+∆h 2+∆h 3+∆h 4=5+0.87+0.38+0.97+1.5=8.72m

选四台250S14单级双吸离心泵，三用一备。扬程为11米时，每台泵的流量为576m 3/h 。

(5)反洗空气的供给

①长柄滤头的气压损失∆p 滤头

气水同时反冲洗时，反冲洗用空气流量Q 反气＝1.92m 3/s 。长柄滤头采用网状布置，约55个/m 2, 则每座滤池共计安装长柄滤头n =55⨯120=6600个

每个滤头的通气量1.92⨯10006600≈0.29L /s

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②气水分配渠配气小孔的气压损失∆p 气孔反冲洗时气体通过配气小孔的流速

v 气孔Q 气孔A 气孔＝0.03360.00332≈10.12m/s

压力损失按孔口出流公式Q =3600μ式中

μ－孔口流量系数，μ＝0.6;

－孔口面积，m 2；

水柱；

∆p －压力损失，mm g

－重力加速度，g =9.8m 2/s ；－气体流量，m 3/h ；

γ－水的相对密度，1。

则气水分配渠配气小孔的气压损失

∆p 气孔＝(Q 气孔γ

)2⨯3600

μA 气孔g )

=113.422⨯36002⨯0.62⨯0.003322⨯9.8)

≈14.5m m H 2O

③配气管道的总压力损失∆p 管 a. 配气管道的沿程压力损失∆p 1

反冲洗空气流量1.92m 3/s ，配气干管用DN600钢管，流速4.75m/s，满足配气干管（渠）流速为为5m/s左右的条件。反冲洗空气管总长为50m ，气水分配渠内的压力损失忽略不计。

反冲洗管道内的空气气压计算公式

⨯9.8 p 气压＝（1.5+H 气压）

式中，p 气压－空气压力，kPa;

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H 气压－长柄滤头距反冲洗水面的高度，m ，H 气压＝1.5m 。

则反冲洗时空气管内的气体压力

p 空气＝(1.5+H 气压)⨯9.8=(1.5+1.5)⨯9.8=29.4kPa

空气温度按30℃考虑，查表，空气管道的摩阻为9.8kP a /1000m 。则配气管道沿程压力损失为∆p 1=9.8⨯50≈0.49kPa b. 配气管道的局部压力损失∆p 2 主要配件及长度换算系数K 见下表

当量长度的换算公式：l 0=55.5K D 1.2 式中:l 0－管道当量长度，m ；

D K

－管径，m ；－长度换算系数。

空气管配件换算长度l 0=55.5K D 1.2=55.5⨯6.21⨯0.61.2≈186.7m 则局部压力损失∆p 2=186.7⨯9.8≈1.83kPa 配气管道的总压力损失

∆p 管＝∆p 1+∆p 2=0.49+1.83=2.32kPa

④气水分配室中的冲洗水水压p 水压（只计算设水塔反冲洗的情况，设水泵反冲洗的计算方法相同）

p 水压＝(H 水泵－∆h 1-∆h 反水－∆h 小孔)⨯9.81=(8.32-0.87-0.06-0.028)⨯9.81=76.1kP a

本系统采用气水同时反冲洗，对气压的要求最不利情况发生在气水同时反冲

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洗时。此时要求鼓风机或贮气罐调压阀出口的静压为：

p 出口＝p 管＋p 气＋p 水压＋p 富

式中

p 管p 气

－输气管道的压力总损失，kPa;

－配气系统的压力损失，kPa ，本设计

p 气＝∆p 滤头＋∆p 气孔＝3＋0.14=3.14kPa ；

p 水压p 富

－气水冲洗室中的冲洗水水压，kPa;

－富余压力，4.9 kPa。

所以，鼓风机或储气罐调压阀出口的静压为：

p 出口＝p 管＋p 气+p 水压＋p 富

＝2.32+3.14+76.1+4.9=86.46kPa

⑤设备选型

根据气水同时反冲洗时反冲洗系统对空气的压力、风压要求选C90－1.5型离心鼓风机2台，一用一备。风量为90m 3/min ，风压为100kPa ，电动机功率为110kw 。

2.7清水池设计与计算

2.7.1．设计参数：

清水池中除贮存调节用水以外，还存放消防用水和水厂生产用水，因此清水池有效容积等于：

W =W 1+W 2+W 3+W 4

式中，W 1－调节容积，m 3；

W 2－消防贮水量，m

，按2小时火灾延续时间计算；

W 3－水厂冲洗滤池和沉淀池排泥等生产用水，m

，等于最高日用水量的

5％－10％；

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W 4－安全贮量，m

。

W 1＝10％Q d =12500m /d

W 2=2⨯3600⨯110/1000=792m W 3=5%Q d =6250m

W 4取

708m 3

则W =20250m 3。

清水池容积为20250m 3，设计两个，相互联通。 2.7.2．设计计算：（1）清水池的容积为：

V ＝20250m

设计两个，相互联通。有效水深取5.0m 。则单个面积：F =

202505⨯2

=2025m

采用近似正方形平面，超高取0.5m 。单池的尺寸为：45m ×42m ×5.5m 。（2）进水管

Q 进=

1250002⨯24⨯3600

=0.723m

滤池到清水池之间的连接管设计流速为0.8－1.2m/s,本设计采用1.0 m/s。

D 进=

=0.921≈900m m

（3）出水管

Q 出=6％Q d =6%⨯

1250002⨯3600

=1.04m

v 出＝1m /s D 出＝1.28m 取D 出=1300mm

（4）溢水管

D 溢＝D 进=900m m

管端为喇叭口，管上不设阀门，为了防止爬虫等进入，设网

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罩。

（5）排水管

按2h 内排空，按经验值取400mm ，便于排空清水池，采用2％坡度并设排水集水坑。

（6）通气孔及检修孔

通气孔共6个，分3排布置，每排2个。通气孔池外高度布置有参差，分别采用高出地面9.0米和1.4米，以利用空气自然对流。检修孔设3个，池的进水管、出水管、溢流管附近各设置一个。孔的直径为1600毫米，孔顶设防雨盖板。（7）导流墙

池内设置导流墙的目的是为了避免池内水的短流和满足加氯后的接触时间的需要。为清洗水池时的排水方便，在导流墙底部隔一定距离设置流孔，流水孔的底缘与池底相平，孔高150毫米，宽300毫米。

2.8加氯工艺及加氯间设计计算

2.8.1．设计参数：

设计的计算水量为Q =1.35⨯105m 3/d =5625m 3/h =1.5625m 3/s 。采用液氯进行滤后消毒，投加点在通往清水池的管道中，最大投氯量为

a =3mg /L

，氯与水接触时间不小于30min ，仓库储存量按30天计算。

2.8.2 设计计算

（1）加氯量Q:

加氯量Q 按下式计算：

Q =0.001aQ 1

式中

——加氯量，kg /h ；

a ——最大加氯量，m g /L ；

——需消毒的水量，m 3/h 。

Q =0.001aQ 1=0.001⨯3⨯5625≈16.88kg /h

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（2）储存量G ：

G =30⨯24⨯Q =30⨯24⨯16.88=12153.6kg /月

（3）氯瓶数量：

采用容量为1000kg 的焊接液氯钢瓶，其外形尺寸为：φ800, L =2020mm , 共13只。另设中间氯瓶一只，以沉淀氯气中的杂质，还可防止水流进入氯瓶。（4）加氯机数量：

加氯机选用型号REGAL2100，加氯量范围在1－20kg/L。设两台，一用一备。

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第三章净水厂总体布置设计与计算

3.1工艺流程布置设计

净水厂工艺流程布置时必须考虑下列主要原则：

（1）流程力求最短，避免迂回重复，使净水过程中的水头损失最小。构筑物应尽量靠近，即沉淀池应尽量紧靠滤池，二级泵站尽量靠近清水池，但各构筑物之间应留出必要的施工和检修间距。

（2）构筑物布置应注意朝向和风向。净水构筑物一般无朝向要求，但滤池的操作廊、二级泵站、加药间、化验室、检修间、办公楼等则有朝向要求，尤其散发大量热量的二级泵房对朝向和通风的要求更应注意，布置时应使符合当地最佳方位，尽量接近南北向布置。

（3）考虑近远期协调。在流程布置时既要有近期的完整性，又要求有分期的协调性，布置时应避免近期占地过早过大。

本设计水厂常规处理构筑物的流程布置采用常见的直线型布置，依次为配水井、管式静态混合器、折板絮凝平流沉淀池、V 型滤池、清水池。从进水到出水整个流程呈直线，这种布置具有生产管线短、管理方便、有利于日后逐组扩建等优点。

3.2平面布置设计

当水厂的主要构筑物的流程布置确定以后，即可进行整个水厂的总平面设计，将各项生产和辅助设施进行组合布置。

本设计本着按照功能分区集中，因地制宜，节约用地的原则，同时考虑物料运输、施工要求以及远期扩建等因素来进行水厂的总平面设计。平面布置具体如下：

首先，将综合楼、食堂、浴室、职工宿舍、传达室等建筑物组合为一区，称

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为生活区。生活区设置在进门附近，便于外来人员的联系，使生产系统少受外来干扰。

其次，将机修间、水表间、泥木工间、电修间、配电间、管配件堆场、车库及仓库等，组合为一区，称为维修区。由于维修区占用场地较大，堆放配件杂物较乱，所以设计时与生产系统分开，成为一个独立的区块。

最后，将常规处理构筑物与深度处构筑物、水厂排泥水处理构筑物分开。这样便于管理。远期预留地作为绿化用地。

水厂平面布置示意详见净水厂平面及净水构筑物高程布置图。

3.3水厂管线设计

厂区管线一般包括：给水管线、排水（泥）管线、加药和厂内自用水管线、动力电缆、控制电缆等。后两者不属于本设计的设计范畴。 1. 给水管线

给水管线包括原水管线、沉淀水管线、清水管线和超越管线。给水管道采用钢管，布置方式为埋地式。 2. 厂内排水

厂内生活污水与雨水采用分流制，雨水就近排入水体；污水排入城市下水道。生产废水（沉淀池排泥水及滤池反冲洗水）出路：沉淀池排泥水经排泥槽汇集排入排泥池进行泥处理，具体在排泥水处理处进行详述；滤池反冲洗水集中排入回收水池，上清液经回收泵送回原水配水井再次进行处理，底部沉泥由回收水池的放空管直接排入厂区下水道。 3. 加药管线

加药、加氯管线做成浅沟敷设，上做盖板。加药管采用硬聚氯乙烯管；氯气管采用无缝钢管。 4. 自用水管线

厂内自用水是指水厂生活用水、泵房、药间等冲洗溶解用水以及清洗水池用水。厂内自用水均单独成为管系，自二级泵房出水管接出。

3.4高程布置设计计算

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3.4.1. 水头损失计算

在处理工艺流程中，各构筑物之间水流应为重力流。两构筑物之间水面高差即为流程中的水头损失，包括构筑物本身、连接管道、计量设备等水头损失在内。水头损失应通过计算确定，并留有余地.

（1）处理构筑物水头损失

处理构筑物中的水头损失与构筑物的型式和构造有关，具体根据设计手册第3册表15-13（P868）进行估算，估算结果如下表所示。

净水构筑物水头损失估算值

（2）连接管线水头损失

连接管线水头损失（包括沿程和局部）应通过水力计算确定，计算常用的公式为：

h =h 1+h 2=

∑il +∑ξ

式中

h 1——沿程水头损失，m h 2——局部水头损失，m

；；

i ——单位管长的水头损失；

l ——连通管段长度，m ；

ξ——局部阻力系数； v ——连通管中流速，m /s ；

——重力加速度，m /s 2。

① 配水井至絮凝池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

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配水井至絮凝池连接管采用D N 1100钢管，管长l =15m 。

考虑浑水的因素n =0.015，按n =0. 013查设计手册第1册水力计算表得

i =1.5‰，换算成相当于n =0.015

时的i ：

0.0150.013

i =0.0015⨯

=0.002

浑水管长15m 算得沿程损失为：

h f =iL =

21000

⨯15=0.03m

b ）局部水头损失

管路中，进口1个，局部阻力系数ξ1=0.50；急转弯管1个，ξ2=0.90；闸阀1个，ξ3=0.06；90º弯头1个，ξ4=1.05；出口1个，局部阻力系数ξ5=0.04，则局部阻力系数总计为：

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4＋ζ5=0.50+0.90+0.06+1.05+0.04=2.55

管内流速v =1.25m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=2.55⨯

1.25

2⨯9.8

=0.20m

c ）总水头损失

h =h f +h l =0.04+0.20=0.24m

②絮凝池至沉淀池

絮凝池与沉淀池合建，其损失取0.1m 。 ③沉淀池至V 型滤池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

沉淀池至V 型滤池连接管采用D N 1000钢管，管长l =40m （按最不利情况计算）。

考虑浑水的因素n =0.015，按n =0. 013查设计手册第1册水力计算表得

i =1.6‰，换算成相当于n =0.015

时的i ：

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i =0.016⨯

0.0150.013

=0.021

浑水管长40m 算得沿程损失为：

h f =iL =

2.11000

⨯40=0.048m

b ）局部水头损失

管路中，进口1个，局部阻力系数ξ1=0.50；90︒弯头2个，局部阻力系数

ξ2=1.05⨯2＝2.1；闸阀2个，ξ3=0.06⨯2=0.12；等径十字管（分支流）1个，

局部阻力系数ξ4=3.0；出口1个，局部阻力系数ξ5=1.00，则局部阻力系数总计为：

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4+ξ5=0.50+2.1+0.12+3.0+1.00=6.72

管内流速v =0.88m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=6.72⨯

0.88

2⨯9.81

=0.27m

c ）总水头损失

h =h f +h l =0.05+0.27=0.32m

⑧ V型滤池至清水池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

V 型滤池至清水池连接管采用D N 1000钢管，管长l =100m （按最不利情况计算），按n =0.013查设计手册第1册水力计算表得i =2.1‰，则V 型滤池至清水池连接管沿程损失为：

h f =iL =

2.11000

⨯100=0.21m

b ）局部水头损失

管路中，进口1个，局部阻力系数ξ1=0.50；90︒弯头3个，局部阻力系数

ξ2=1.05⨯3＝3.15；闸阀1个，ξ3=0.06；出口1个，局部阻力系数ξ4=1.00，

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则局部阻力系数总计为：

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4+=0.50+3.15+0.06+1.00=4.71

管内流速v =1.0m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=4.71⨯

1.0

2⨯9.8

=0.24m

c ）总水头损失

=h f +h l =0.24+0.24=0.48m

2. 处理构筑物高程确定

当各项水头损失确定以后，便可进行构筑物的高程布置。净水构筑的高程布置采用目前常用的高架式布置形式，因为高架式布置时，主要净水构筑物池底埋设地面下较浅，构筑物大部分高出地面，从而造价较低。

水厂地面标高为58.00m ，各净水构筑物水位标高由计算确定，计算结果如下表所示。

净水构筑物水位标高计算

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第4章设计总结

短短两周的课程设计马上要告一段落了，这两周忙碌紧张去很充实，以前我总是感觉尚可学不到东西自己什么都不会，通过这次课程设计使我懂得了理论与实际相结合是很重要的，很多东西只有只有理论知识是远远不够的，还要自己亲手做才行，“纸上得来终觉浅，绝知此事要躬行”啊，只有把所学的理论知识与实践相结合起来，从理论中得出结论，才能算是真正的领悟，才能在以后的工作中得心应手，造福社会。

水厂设计看似简单，但它与我们的日常生活息息相关。作为给排水设计人员，应本着技术、安全、美观、实用、经济的原则，在实践中努力创新，寻求最佳的给排水设计方案，适应住宅设计发展的新要求，满足人民群众不断提高的物质文化和生活要求。鉴于此我也感受颇深。

做课程设计同时也是对课本知识的巩固和加强，由于课本上的知识太多，平时课间的学习并不能很好的理解和运用所学知识，平时看课本时，有的问题老是弄不懂，做完课程设计，那些问题就迎刃而解了。从而让我对这门课程有了更多更深的认识。

这两个星期的实习，有挑灯夜战的艰辛也有解决问题的快乐，但生活就是这样，汗水预示着结果也见证着收获。劳动是人类生存生活永恒不变的话题。通过设计，我才真正领略到一个人如果不逼自己，那么你将不会发现自己带的潜力有多大！

这次课程设计终于顺利完成了，在设计中遇到了很多专业知识问题，最后在老师的辛勤指导下，终于迎刃而解。同时，在老师的身上我们学也到很多实用的知识，在次我们表示感谢！在此对给过我帮助的所有同学和各位指导老师再次表示忠心的感谢！

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给水排水工程《水处理工程》课程设计

参考文献

1、《给水工程》第四版严煦世、范瑾初主编中国建筑工业出版社

2、《给水排水设计手册》第1、3、11册中国建筑工业出版社

3、《水处理工程设计计算》韩洪军主编中国建筑工业出版社

4、《净水厂设计》钟淳昌主编中国建筑工业出版社

5、《给水排水工程专业课程设计》张志刚主编化学工业出版社

6、《水处理构筑物设计与计算》尹士君等编著化学工业出版社

7、《给水排水工程专业工艺设计》南国英主编化学工业出版社

8、《给水厂处理设施设计计算》崔玉川编化学工业出版社

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第一章工艺流程方案

通过对主要处理构筑物的分析比较，从中制定出水厂处理工艺流程如图1所示。

↓

↓ 图1 水厂处理工艺流程框图（构筑物）

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第二章水处理构筑物设计及计算

2.1配水井设计与计算

配水井是为了改善进水泵池来水的水流条件，均匀分配原水至各组处理构筑物，确保运行的稳定性。配水井同时作为滤池上清液的接纳点。

2.1.1. 设计参数

配水井设计规模为5625m 3/h。 2.2.2. 设计计算

（1）配水井有效容积

配水井水停留时间采用2～3m in ，取T =2.5m in ，则配水井有效容积为：

W =QT =5625⨯2.5/60=234.375m

（2）进水管管径D 1 配水井进水管的设计流量为Q =5625m 3/h =1.56m 3/s ，查水力计算表知，当进水管管径D 1=1500m m 时，v =1.657m /s （在1.5～1.7m /s 范围内）。

（3）矩形薄壁堰

进水从配水井底中心进入，经等宽度堰流入2个水斗再由管道接入2座后续处理构筑物。每个后续处理构筑物的分配水量为

q =4012.5/2=2812.5m /h =0.781m /s 。配水采用矩形薄壁溢流堰至配水管。

① 堰上水头H

因单个出水溢流堰的流量为q =0.781m 3/s =781L /s ，一般大于100L /s 采用矩形堰，小于100L /s 采用三角堰，所以本设计采用矩形堰（堰高h 取0.5m ）。

矩形堰的流量公式为：

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q =3/2

式中

——矩形堰的流量，m 3/s ；

m ——流量系数，初步设计时采用m =0.42；

b H

——堰宽，m ，取堰宽b =6.28m ； ——堰上水头，m 。

已知q =0.781m 3/s ，m =0.42，b =5.71m ，代入下式，有：

H =2/3

=2/3

=0.20m

② 堰顶宽度B 根据有关试验资料，当

B H

=0.35（在

B H

时，属于矩形薄壁堰。取B =0.07m ，这时

0～0.67范围内），所以，该堰属于矩形薄壁堰。

（4）配水管管径D 2

50⨯2.11000

≈0.105m

。小于管

（5）配水井设计

配水井外径为8m ，内径为6m ，井内有效水深H 0=7.9m ，考虑堰上水头和一定的保护高度，取配水井总高度为8.8m 。

2.2混合工艺设计计算

考虑设絮凝池2座, 混合采用管式混合。设水厂进水管投药口至絮凝池的距

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离为50米。进水管采用两条, 设计流量为Q=135000/24/3600/2=0.781 m 3/s 。 2.2.1. 设计参数：

采用玻璃钢管式静态混合器2个。

每组混合器处理水量为0.781m 3/s，水厂进水管投药口至絮凝池的距离为10m ，，进水管采用两条DN1100钢管。 2.2.2. 设计计算：

（1）进水管流速v ：

据d 1=1100m m ，Q =0.781m 3/s ，查水力计算表可知，v =1.179m /s （手册：0.8～1.0m/s；厂家：0.9～1.2 m/s，基本均在上述范围内）。

（2）混和器的计算:

混合单元数取N=3,则混合器长度为L =1.1⨯D ⨯N =1.1⨯1.1⨯3=3.63 混合时间T =

L v =2.641.11

=3.08m /s

Q D

水头损失: h =δ

N =0.1184⨯

4.4

⨯N =0.1184⨯

0.7811.1

4.4

⨯3=0.14m

校核G

：G =

=680.9s

-1

G T =680.9⨯3.08=2097.2>2000

。水力条件符合。

（3）混合器选择：

静态混合器采用3节，静态混合器总长4100mm ，管外径为820mm ，质量1249kg ，投药口直径65mm 。

2.3投药工艺及投药间的设计计算 2.3.1. 设计参数

本设计选用硫酸铝为混凝剂，最大投加量为32mg/L，平均为25mg/L。（1）溶液池:

溶液池的容积：

W 1=

24⨯1000⨯u ⨯Q b ⨯n ⨯1000⨯1000

uQ 417bn

32⨯5625417⨯15⨯4

=7.2m

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式中

u －混凝剂最大投加量，32mg /L

Q b

－设计流量，为4012.5m 3/h －混凝剂的投加浓度，取15％。

n －每日的投加次数，取4次。

溶液池池底设DN200的排渣管一根，溶液池采用钢筋混凝土池体，内壁衬以聚乙烯板（防腐）。

（2）溶解池：

容积W 2=0.3W 1=0.3⨯7.2=2.16m 3

溶解池建两座，一用一备，交替使用, 每日调制两次。取有效水深为

1.50m ，平面为正方形形状，边长为1.5m 。考虑超高0.5m ，则池体尺寸L ×B ×H ＝1.5m ×1.5m ×2.0m 。

溶解池的放水时间采用t =10m in ，则放水流量为：

q 0=

W 260t

2.1660⨯10

=3.6L /s

查水力计算表：放水管管径采用DN80，相应流速为1.42m/s。

溶解池底部设管径DN300的排渣管一根，溶解池采用钢筋混凝土池体，内壁衬以聚乙烯板（防腐）。

投药管的流量为：

q =

W 1⨯4⨯10

24⨯3600

7.2⨯4⨯1024⨯3600

=0.33L /s 查水力计算表得，投药管直径为

DN40，相应流速为0.72m/s。

溶解池的搅拌装置：

每池设搅拌机一台。选用ZJ-700型折桨式搅拌机，功率为4KW, 转速为85r/min。

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（3）计量泵

加药采用计量泵湿式投加，总流量为：

W 1/12=7.2/6=1.2m /h =1200L /h

安装3台，两用一备。计量泵型号为J-Z400/2.5，单台的设计流量为600L/s。

2.4 反应（絮凝）工艺: 折板絮凝池的设计计算：

2.4.1. 设计参数

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折板絮凝池布置图

2.4.2. 设计计算：（1）第一絮凝区:

设通道宽为1.4m, 设计峰速为0.34m/s,则峰距b 1:

b 1=

0.39050.34⨯1.4

=0.82m

, 取0.8m 。

=0.276m /s

实际峰速为：v 1=

0.30950.8⨯1.4

。

谷距b 2: b 2=b 1+2c =0.8+2⨯0.355=1.51m 。

折板布置如草图，板宽采用500mm ，夹角90°，板厚60mm 。第一絮凝区布置草图：

侧边峰距b 3:b 3=

B -4b 1-5(t +c )

8.2-4⨯0.8-5⨯(0.355+0.04)

=1.513m

侧边谷距: b 4=b 3+c =1.513+0.355=1.868m 中间部分谷速v 2: v 2=

0.39051.4⨯1.51

=0.185m /s

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侧边峰速v 1': v 1'=侧边谷速v 2': v 2'=

水头损失计算: ① 中间部分:

渐放段损失:

h 1=

0.39051.4⨯1.5130.39051.4⨯1.868

=0.184m /s

=0.149m /s

δ1v 1'-v 2'

(

)=0.5⨯0.276

-0.185

2⨯9.8

=0.0011m

渐缩段损失:

2222

⎡⎡⎛F 1⎫⎤v 1⎛0.8⎫⎤⎛0.276⎫h 2=⎢1+δ2- =⎢1+0.1- ⎪⎥⎪⎥ ⎪=0.0032

F 22g 1.512⨯9.8⎝⎭⎥⎝⎭⎥⎭⎢⎢⎣⎦⎣⎦⎝

按图布置, 每格设有12个渐缩和渐放, 故每格水头损失:h=12×(0.0022+0.0032)=0.0684m。 ② 侧边部分:

渐放段损失:

h 1' =δ1

v ' 1-v ' 2

=0.5⨯

0.184-0.149

2⨯9.8

=0.0003m 。

渐缩段损失:

222⎡⎛F 1' ⎫⎤v ' 12⎡⎛1.513⎫⎤0.184

h 2' =⎢1+δ2- =⎢1+0.1- =0.000767m ⎥⎪⎥⨯' ⎪

2g ⎝1.868⎭⎥⎢⎢⎝F 2⎭⎥⎣⎦2⨯9.8⎣⎦

每格共6个渐缩和渐放, 故h ’=6×(0.0003+0.000767)=0.0064m。 ③ 进口及转弯损失:

共1个进口,2个上转弯,3个下转弯, 上转弯处水深H4为0.7米, 下转弯处水深为H3=1.2米, 进口流速取0.3m/s。进口尺寸为0.9m ×1.0m 。

上转弯流速为: v 4=下转弯流速: v 5=

0.39051.40.3905

=0.279m /s ,

1.2⨯1.4

=0.23m /s

上转弯δ取1.8, 下转弯及进口取3.0, 则每格进口及转弯损失之和h ''为:

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h '' =1.8⨯2⨯

0.3905

2⨯9.8

+3⨯3⨯

0.23

2⨯9.8

+3⨯

0.3

2⨯9.8

0.54864+0.4761+0.27

2⨯9.8

=0.066m

④ 总损失:

每格总损失: ∑h =h +h '+h ''=0.0684+0.0064+0.066=0.1408m 第一絮凝区总损失: H 1＝2∑h =2⨯0.1329=0.2816m 第一絮凝区停留时间: T 1=第一絮凝区平均G 值

:G 1=（2）第二絮凝区:

采用平行折板, 折板间距等于第一区的中间部分峰距即0.6米。通道宽取2.0米。布置形式如下图

2⨯1.4⨯8.2⨯3.80.2785⨯60

=3.72m in

=130S

-1

中间部分流速为: 可以.

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0.27852⨯0.6

=0.325m /s ,

侧边峰距b3:b3=8.2-6×0.6-7×0.04=4.32m. 由图可知,b3+b3+c=4.32m,故b 3=

4.32-0.355

=1.9825m

侧边谷距b4=b3+c=0.335+1.9825=2.3175m. 侧边峰速v 1' =侧边谷速v 2' =水头损失计算: ① 中间部分:

一个90º弯头的水头损失h 1=δ

0.39052.0⨯1.98250.39052.0⨯2.3175

=0.09849m /s =0.084m /s

=0.6⨯

0.325

2⨯9.8

=0.00323m 按图布置, 共有

18个/每格, 则每格水头损失h =18⨯0.00323=0.05814m . ② 侧边部分

渐放段损失:

h 1=δ1

v 1-v 2

'2' 2

=0.5⨯

0.09849-0.084

2⨯9.8

=0.00013m

渐缩短损失:

22' 2⎡⎤v ' 2⎡⎛⎫F 1.9825⎛⎫⎤0.09849' 11

=⎢1+0.1+ =0.00091m h 2=⎢1+δ2+ ' ⎪⎥⎪⎥⨯2g ⎣2⨯9.8⎝2.3175⎭⎦⎢⎢⎥⎝F 2⎭⎥⎣⎦

每格共有6个渐缩和渐放, 故h ’=6×(0.00013+0.00091)=0.00624m。 ③ 进口及转弯损失:

共有1个进口,3个上转弯,4个下转弯, 上转弯处水深H4为0.7米, 下转弯处水深为1.2米, 进口流速v 3取定为0.2m/s,进口尺寸为0.8m ×1.75m, 上转弯处流速为v 4=

0.39052.0⨯0.7

=0.279m /s

, 下转弯处流速为: v 5=

0.39052⨯1.2

=0.163m /s

。上转

弯δ取1.8, 进口及下转弯取3.0, 则每格进口及转弯损失h '' 为:

h =3⨯

0.22g

+1.8⨯3⨯

0.2792g

+3.0⨯4⨯

0.1632g

0.12+0.42+0.319

2⨯9.8

=0.0438m

每格总损失为: ∑h =h +h ' +h '' =0.05814+0.00624+0.0438=0.10818m .

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第二絮凝区总损失为: H 2=2⨯∑h =2⨯0.10818=0.21636m 第二絮凝区的停留时间: T 2=平均速度梯度G 值

: G 2=（3）第三絮凝区:

本区采用平行直板, 板厚为84mm, 具体布置见下图

2⨯2⨯8.2⨯3.80.3905⨯60

=5.32m in

=81.2s

-1

平均流速取0.1m/s,通道宽度为: 水头损失:

共1个进口及5个转弯, 流速采用0.1m/s, δ=3.0,则单格损失为:

h =6⨯

0.1

0.39050.1⨯1.08

=3.62m

, 取3.7米。

⨯3=0.0092m 。

总水头损失为：

H 3=0.0092⨯2=0.0184m

停留时间为:

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T 3=

2⨯3.7⨯8.2⨯3.80.3905⨯60

=9.84m in

平均G 值为

G 3=

=17.4s

-1

（4）各絮凝段主要指标

（5）各絮凝区进水孔

① 第一絮凝区进口流速v 3取0.3m /s ，则第一絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.3

=1.3m

进水孔宽取1.3m ，高取1.03m 。

② 第二絮凝区进口流速v 3取0.2m /s ，则第二絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.2

=1.95m

进水孔宽取1.5m ，高取1.3m 。

③ 第三絮凝区进口流速v 3取0.1m /s ，则第三絮凝区进水孔所需面积为：

A 3=

q v 3

=0.39050.1

=3.905m

进水孔宽取1.8m ，高取2.15m 。

（6）排泥设施:

排泥采用DN300mm 穿孔排泥管。

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2.5沉淀工艺设计与计算

2.5.1．设计参数：

絮凝池设独立的两座，故沉淀池与之相对应，设2座。采用平流沉淀池, 每座设计流量为0.781m 3/s。按沉淀时间和水平流速计算方法计算。

沉淀时间取1.5h, 水平流速取15mm/s。 2.5.2．设计计算：

（1）池体设计计算：

池长L ＝3.6vT=3.6×15×1.5=81m,取81m 。池平面面积F ＝F ＝池宽B =

F L =127881

Q T H ＝

2811.6⨯1.5

3.3

=1278m

=15.78m

，取16m 。

=4.05m

实际有效水深为：校核:

2811⨯1.516⨯65

取超高0.55m 。则池深为4.6m 。

L/B=65/16=4.06>4,L/H=65/4.05=16.05>10。

中间设两道250mm 的隔墙将沉淀池分成三格，每格宽为5.17m 。则，水力半径：R =

ωχv

5.17⨯4.054.05⨯2+5.17

0.012

=1.58m

弗劳德数：Fr =

1.58⨯9.8

=9.3⨯10

-6

（Fr 在1⨯10-4-1⨯10-5之间）

雷诺数：Re =

0.012⨯1.581.011⨯10

-6

=15138≈15000（一般为4000－15000）

可见Fr , Re 均满足要求。沉淀池示意见下图。

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指型槽

配水渠

集水渠

穿孔花墙

出水斗

沉淀池示意图

（2）沉淀池的进水设计：

进水采用穿孔墙布置，尽量做到在进水断面上水流的均匀分布，避免已

形成的絮体破碎。单座池墙长16m ，墙高4.6m ，有效水深4.05m ，布水墙如下图。

砖砌穿孔布水墙

孔眼尺寸考虑施工方便，采用尺寸：15cm ×8cm 。w 0=0.15⨯0.08=0.012m 2 ② 孔眼总面积Ω0:

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孔眼流速采用v 1=0.1m /s ，Ω0=③孔眼总数n 0：

n 0=

Ω0w 0

=7.810.012

=650.8个，取

q v 1

=0.7810.1

=7.81m

651个。

0.781651⨯0.012

孔眼实际流速为：v 1' =③ 孔眼布置：

q n 0w 0

==0.1m /s

孔眼布置成9排，每排孔眼数为651=72.33≈73个。水平方向孔眼的间距取139mm ，则计算的水平长度为：73⨯80+73⨯139=15987m m 。

B N Q N ==147=2m

0.7816

≈0.112m /s 考虑到池子超载系数为20％，

故槽中流量为：q 0=1.2q 0' =1.2⨯0.112=0.134m 3/s ④ 指形槽的尺寸：

槽宽b =0.9q 00.4=0.9⨯0.1340.4=0.4m

取堰上负荷为450m 3/(m . d ) ，则指形槽长度：

L =96300/2⨯450=150m

7个集水槽，双侧进水。每根槽长：8.92m ，取9.0m 。起点槽中水深：H 1=0.75b =0.75⨯0.4=0.3m 终点槽中水深：H 2=1.25b =1.25⨯0.4=0.5m

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为便于施工，槽中水深统一取H 2=0.5m 。 ⑤ 槽的高度：

a. 每个三角堰的流量q 1，堰上水头取0.08m ，则：

q 1=1.343H 1

2.47

=1.343⨯0.08

2.47

=0.00262m /s

b. 三角堰的个数：

n =

q q 1

0.7810.00262

=298个。三角堰的中心距：936/2) =0.5m

。

⑦ 集水槽的设计：

集水槽的槽宽b ' =0.9Q 0.4=0.9⨯0.5570.4=0.712m ，为便于施工，取0.8m 。起点槽中水深：H 1=0.75⨯b ' =0.75⨯0.8=0.6m 终点槽中水深：H 2=1.25⨯b ' =1.25⨯0.8=1.0m

为便于施工，槽中水深统一取1.0m 。自由跌水高度取0.07m 。则集水槽的总高度为：H =0.7+0.07+1.0=1.77m 。 (4)沉淀池排泥：

2.6过滤工艺：V 型滤池的设计与计算：

2.6.1. 设计参数：

设计水量（包括7%水厂自用水量）为：Q =1.35⨯105m 3/d =1.5625m 3/s

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设计滤速采用v =12m /h ，强制滤速v '≤20m /h 。

（1）冲洗强度

第一步气冲冲洗强度q 气1=16L /(s . m 2)；第二步气-水同时反冲洗, 空气

强度q 气2=16L /(s . m ), 水冲洗强度q 水1=4. 0L (/s . m )；第三步水冲洗强度

q 水2=6L /(s . m

)。

（2）冲洗时间

第一步气冲洗时间t 气=3m in , 第二步气-水同时反冲洗时间t 气水=4m in ,

单独水冲时间t 水=5m in ；冲洗时间共计为: t =12m in =0.2h ；冲洗周期T =48h , 反冲洗横扫强度为2.0L /(s . m 2)。 2.6.2. 设计计算：（1）池体设计:

①滤池工作时间t '：

t =24-t ⨯

24T

=24-0.2⨯

2448

=23.9h

(式中未考虑排放初滤水) 。

②滤池总面积F:

F =

Q vt

13500012⨯23.9

=470.7m

③滤池分格:

选双格V 型滤池, 池底板用混凝土, 单格宽B 单=4m , 长L 单=15m , 面积60m ,

共四座, 每座面积f =120m 2, 总面积480m 2.

④校核强制滤速v ' :

v =

N v N -1

4⨯124-1

=16m /h

。

⑤滤池的高度确定:

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滤池超高H 6=0.3m , 滤层上水深H 5=1.5m , 滤层厚度H 4=1.0m 。承托层厚取H 3＝0.1m 。滤板厚参考滤板用0.05m 厚预制板, 上浇0.08m 混凝土层, 故取

H 2=0.13m

。滤板下布水区高度取H 1=0.9m 。

滤池的总高度为:

H =H 1+H 2+H 3+H 4+H 5+H 6=0.9+0.13+0.1+1.0+1.5+0.3=3.93m ⑥水封井的设计:

滤池采用单层加厚均粒滤料, 粒径0.95-1.35mm, 不均匀系数1.2-1.6。均粒滤料清洁滤料层的水头损失按下式计算:

∆H 清=180⨯

⨯

(1-m 0)

m 0

⎛1⎫ ⎪l 0v ⎝ϕd 0⎭

式中: ∆H 清-水流通过清洁滤料层的水头损失,cm;

ν-水的运动黏度, cm /s , 20℃时为0.0101cm /s ;

g -重力加速度, 981cm /s m 0-滤料孔隙率; 取0.5;

;

d 0-与滤料体积相同的球体直径, cm , 根据厂家提供的数据0.1cm . l 0-滤层厚度,cm,l 0=100cm ;

v -滤速，cm /s , v =12m /h =0.33cm /s ;

ϕ-滤料颗粒球度系数，天然砂粒为0.75-0.8, 取0.8.

0.0101981

所以∆H 清＝180⨯

⨯

(1-0.5)

0.5

1⎛⎫

⨯ ⎪⨯100⨯0.33≈19.11cm ⎝0.8⨯0.1⎭

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始过滤时的水头损失为: ∆H 开始=0.3+0.22=0.52m 。

为保证滤池正常过滤时池内的液面高出滤料层, 水封井出水堰顶标高与滤料层相同, 设计水封井平面尺寸2m ×2m, 堰底板比滤池底板低0.3m 。

水封井出水堰总高为:

H 水封＝0.3+H 1+H 2+H 3=0.3+0.9+0.13+1.0=2.33m

因为每座滤池的过滤水量: Q 单＝vf =12⨯120=1440m

=0.4m

。所以水

封井出水堰上水头由矩形堰的流量公式Q =1.84bh 2计算得:

h 水封

⎡Q 单⎤3⎡⎤3

0.4=⎢≈0.23m 。则反冲洗完毕, 清洁滤⎥＝⎢⎥1.84⨯21.84b )堰)⎦⎣⎦⎣

料层过滤时滤池液面比滤料层高0.23+0.52=0.75m。（2）反冲洗管渠系统:

①反冲洗水量按水洗强度最大时计算。单独水洗时反洗强度最大, 为6L/(s.m2) 。

Q 反水＝6⨯120＝720L /s =0.72m /s =2592m /h 。

V 型滤池反冲洗时, 表面扫洗同时进行, 其流量：

Q 表水＝q 表水⨯f =0.002⨯120=0.24m /s 。

②反冲洗配水系统的断面计算:

配水干管进口流量应为1.5m/s,配水干管(渠) 的截面积:

A 水干＝

Q 反水

水干

＝0.504

=0.48m 。

则配水支管(渠) 的截面积:

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A 方孔＝

Q 反水

v 水支

＝0.72

=0.72m 2

此即配水方孔总面积, 沿渠长方向两侧各布置20个配水方孔, 共40个, 孔中心间距0.6m 。

面积:A 小＝

0.7240

=0.018m

，每个孔口尺寸取0.12m ×0.12m 。

③反冲洗用气量Q 气的计算:

反冲洗用气流量按气冲强度最大时的空气流量计算, 这时气冲的强度为

16L /(s . m

), Q

反气

＝q 气f =16⨯120=1920L /s =1.92m /s

④配气系统的断面计算:

配气干管(渠) 进口流速应为5m/s左右, 则配气干管(渠) 的截面积：

A 气干＝

Q 反气

v 气干

＝1.92

=0.384m

反冲洗配气支管流速或孔口流速应为10m/s左右, 则配气支管(渠) 的截面积为:

A 气支＝

Q 反气

v 气支

＝1.92

=0.192m 。

A 气支

每个布气小孔面积: A 气孔＝

＝0.192

=0.0048m

孔口直径d 气孔＝(4⨯0.0048)2≈0.078m 每孔配气量:

Q 气孔＝Q 反气40＝1.9240=0.048m /s =172.8m /h

⑤气水分配渠的断面设计:

对气水分配渠断面面积要求的最不利条件发生在气水同时反冲洗时, 亦即气

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水同时反冲洗时要求气水分配渠断面面积最大, 因此气水分配渠的断面设计按气水同时反冲洗的情况设计, 气水同时反冲洗时反冲洗水量为:

Q 反气水＝q 水⨯f =4.0⨯120=480L /s =0.480L /s

气水同时反冲洗时, 反冲洗时用空气的流量:

Q 反气＝q 气⨯f =16⨯120=1920L /s =1.920m /s

气水分配渠的气水流速均应按相应的配气配水干管流速取值, 则气水分配干渠的断面积:

A 气水＝

Q 反气水v 水干

＋

Q 反气v 气干

＝

0. 481. 5

+1.925

=0.704m

(3)滤池管渠的布置:

①反冲洗管渠: a. 气水分配渠:

0.540

=0.0125m

, 满足要求。

b. 排水集水槽:

排水集水槽顶端高出滤料层顶面0.5m, 则排水集水槽起端槽高:

H 起＝H 1＋H 2+H 3+H 4+0.5-1.5=0.9+0.13+0.1+1.0＋0.5-1.5=1.13m

1.5m 为气水分配渠起端高度。

排水槽末端高度为:

H 末＝H 1＋H 2＋H 3+H 4+0.5-1.0=0.9+0.13+0.1+1+0.5-1.0=1.63m

底坡:

1.63-1.13

≈0.0417

②进水总渠: a. 进水总渠:

四座滤池, 分成独立的两组, 每组进水总渠过水流量按强制过滤流量计, 滤速

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为0.8-1.2m/s，取V ＝1.0 m/s。

强制过滤流量Q 强＝

135000

＝67550m

/d ≈0.781m

进水总渠水流断面积:

A 进总＝

Q 强

==0.781m

进水总渠宽1m, 高0.6m ，考虑超高0.3m 。则进水总渠高为0.9m ，考虑到施工方便，进水总渠高与配水渠高相同，故取1.0m 。

b. 每座滤池的进水孔:

孔口淹没出流公式Q =0.64. 其总面积按滤池强制过滤水量计, 孔口两侧水位差取

0.1m,

A 孔＝

Q 强

≈0.87m

中间孔面积及表面扫洗水量的计算:

A 中孔＝A 孔⨯（

Q 表水

强

）＝0.87⨯0.24

(

≈0.27m

0.781)

孔口宽B 中孔＝1.0m , 高H 中孔＝0.2m

两个侧孔口设闸门, 采用橡胶囊充气阀, 每个侧孔面积:

A 侧＝(A 孔－A 中孔)/2=(0.87-0.27)/2=0.3m

孔口宽B 侧孔＝0.5m , 高H 侧孔＝0.68m c. 每座滤池内设的宽顶堰:

Q =1.84bh 2得,

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⎡⎤3⎡Q 强⎤3

h 宽顶＝＝⎢⎥≈0.193m ⎢b 宽顶⎥1.84⨯5)⎣⎦⎣⎦

d.每座滤池的配水渠:

v 配渠＝Q 强

(2b

配渠

h 配渠)＝2⨯0.5⨯0.6)≈1.18m /s , 基本满足滤池进水管

渠流速在0.8-1.2m/s的要求。

e. 配水渠过水能力校核: 配水渠的水力半径:

R 配渠＝b 配渠h 配渠

(2h

配渠

＋b 配渠)＝0.5⨯0.6

2⨯0.6+0.5)≈0.18m

配水渠的水力坡降:

⎛i 渠＝ nv 渠

⎝

R 渠3

⎫⎛⎫3

＝0.013⨯1.20.18⎪ ⎪≈0.002 ⎭⎝⎭

渠内水面降落量:

∆h 渠＝

i 渠L 配渠

＝0.002⨯7.4

=0.0074m

因为配水渠最高水位h 配渠＋∆h 渠＝0.6+0.0074

③V 型槽的设计: V 型槽的设计 a. 扫洗水布水孔

V 型槽底部开有水平布水孔，表面扫洗水经此布水。布水孔沿槽长方向均匀布置，内径一般为20～30mm ，过孔流速为2.0m /s 左右，本设计采用

d v 孔=0.025m

，v v 孔=2.0m /s 。

每座滤池V 型槽的水平布水孔总截面积为：

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A v 孔=

Q 表水v v 孔

=0.242.0

=0.12m

每座滤池V 型槽的水平布水孔总数为：

N 孔=

A v 14

孔

0.1214

⨯3.14⨯0.025

≈244个

πd v 孔

每座滤池单侧V 型槽的水平布水孔数为n 孔=172个，布水孔间距为 0.15m。 b. V型槽垂直高度的确定

滤池冲洗时槽内水面低于斜壁顶约50～100mm ，本设计采用h 1=0.1m 。

根据孔口出流公式Q =0.64，则表面扫洗时V 型槽内水位高出滤池反冲洗时液面的高度h 2为：

⎡Q ⎤h 2=⎢表水⎥

2⨯0.64⨯A )表孔⎦⎣

0.24⎤/(2g )≈1.12m 2g )=⎡

2⨯0.64⨯0.04⎦⎣

扫洗水布水孔中心一般低于用水单独冲洗时池内水面50～150mm ，本设计采用h 3=0.15m 。

取V 型槽槽底的高度低于表扫水出水孔中心为h 4=0.21m 。

反冲洗时排水集水槽的堰上水头由矩形堰的流量公式Q =1.84bh 3/2求得，其中b 为集水槽长，b =L =12m ；Q 为单格滤池反冲洗水量，

Q 反单＝

Q 反

＝0.672

=0.336m /s ，则反冲洗时排水集水槽的堰上水头h 5为：

⎡Q 反单⎤3⎡0.336⎤3

h 5＝⎢⎥=⎢⎥≈0.06m 1.84b 1.84⨯12))⎣⎦⎣⎦

V 型槽的垂直高度为：

h 1+h 2+h 3+h 4=0.1+1.12+0.15+0.21=1.51m

V 型槽斜壁顶与排水集水槽顶的垂直距离为：

h 1+h 2+h 5=0.1+1.12+0. 06=1.28m

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V 型槽的倾角采用45︒。（4）冲洗水的供应：

可选用冲洗水泵或冲洗水箱供水，本设计采用冲洗水泵。

a. 冲洗水泵到滤池配水系统的管路水头损失∆h 1

反洗配水干管用钢管，DN700, 管内流速为 1.31m/s,1000i=2.88m，布置管长总计为50m 。则反冲洗总管的沿程水头损失

∆h f '=iL =0.00288⨯50≈0.144m

主要配件及局部阻力系数ζ见下表：

=8.34⨯

1.312g

∆h j '=ζ

≈0.73m

则冲洗水泵到滤池配水系统的管路损失

∆h 1'=∆h f '+∆h j '=0.144+0.73=0.874m

b.清水池最低水位与排水槽堰顶的高差H 0=5m c.滤池配水系统的水头损失∆h 2

（a ）气水分配渠的水头损失按最不利条件，即气水同时反冲洗时计算。此时渠上部是空气，下部是反冲洗水，按矩形暗管（非满流，n=0.013）近似计算。

气水同时反冲洗时，Q 反气水＝0.48m 3/s 则气水分配渠内的水面高为：

h 反水＝Q 反气水

水干

b 气水)＝0.48(1.5⨯0.4)=0.8m

水力半径R 反水＝b 气水h 气水

(2h

反水

＋b 气水)＝0.4⨯0.8(2⨯0.8+0.4)=0.16m

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水力坡降i 反渠＝nv 渠R 渠

(

)＝(0.013⨯1.50.16)

≈0.005

渠内的水头损失∆h 反水＝i 反水l 反水＝0.005⨯12=0.06m （b ）气水分配干渠底部配水方孔水头损失∆h 方孔

∆h 方孔＝⎡⎣Q 反气水

0.8A

方孔

)⎤⎦

2g =⎡⎣0.34

(0.8⨯0.576)⎤⎦

2g ≈0.028m

（c ）查手册，反洗水经过滤头的水头损失∆h 滤≤0.22m c. 砂滤层的水头损失∆h 3

滤料为石英砂，容重γ1＝2.65t /m 3，水所谓容重为γ=1t /m 3，石英砂滤料膨胀前的孔隙率m 0=0.41，滤料层膨胀前的厚度H 3=1.0m 。则滤料层的水头损失

∆h 3=(γ1γ-1)(1-m 0)H 3=(2.65-1)(1－0.41)⨯1.0≈0.97m e. 富裕水头∆h 4取1.5m 。则反冲洗水泵的最小扬程为：

H 水泵＝H 0＋∆h 1+∆h 2+∆h 3+∆h 4=5+0.87+0.38+0.97+1.5=8.72m

选四台250S14单级双吸离心泵，三用一备。扬程为11米时，每台泵的流量为576m 3/h 。

(5)反洗空气的供给

①长柄滤头的气压损失∆p 滤头

气水同时反冲洗时，反冲洗用空气流量Q 反气＝1.92m 3/s 。长柄滤头采用网状布置，约55个/m 2, 则每座滤池共计安装长柄滤头n =55⨯120=6600个

每个滤头的通气量1.92⨯10006600≈0.29L /s

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②气水分配渠配气小孔的气压损失∆p 气孔反冲洗时气体通过配气小孔的流速

v 气孔Q 气孔A 气孔＝0.03360.00332≈10.12m/s

压力损失按孔口出流公式Q =3600μ式中

μ－孔口流量系数，μ＝0.6;

－孔口面积，m 2；

水柱；

∆p －压力损失，mm g

－重力加速度，g =9.8m 2/s ；－气体流量，m 3/h ；

γ－水的相对密度，1。

则气水分配渠配气小孔的气压损失

∆p 气孔＝(Q 气孔γ

)2⨯3600

μA 气孔g )

=113.422⨯36002⨯0.62⨯0.003322⨯9.8)

≈14.5m m H 2O

③配气管道的总压力损失∆p 管 a. 配气管道的沿程压力损失∆p 1

反冲洗管道内的空气气压计算公式

⨯9.8 p 气压＝（1.5+H 气压）

式中，p 气压－空气压力，kPa;

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H 气压－长柄滤头距反冲洗水面的高度，m ，H 气压＝1.5m 。

则反冲洗时空气管内的气体压力

p 空气＝(1.5+H 气压)⨯9.8=(1.5+1.5)⨯9.8=29.4kPa

当量长度的换算公式：l 0=55.5K D 1.2 式中:l 0－管道当量长度，m ；

D K

－管径，m ；－长度换算系数。

空气管配件换算长度l 0=55.5K D 1.2=55.5⨯6.21⨯0.61.2≈186.7m 则局部压力损失∆p 2=186.7⨯9.8≈1.83kPa 配气管道的总压力损失

∆p 管＝∆p 1+∆p 2=0.49+1.83=2.32kPa

④气水分配室中的冲洗水水压p 水压（只计算设水塔反冲洗的情况，设水泵反冲洗的计算方法相同）

p 水压＝(H 水泵－∆h 1-∆h 反水－∆h 小孔)⨯9.81=(8.32-0.87-0.06-0.028)⨯9.81=76.1kP a

本系统采用气水同时反冲洗，对气压的要求最不利情况发生在气水同时反冲

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洗时。此时要求鼓风机或贮气罐调压阀出口的静压为：

p 出口＝p 管＋p 气＋p 水压＋p 富

式中

p 管p 气

－输气管道的压力总损失，kPa;

－配气系统的压力损失，kPa ，本设计

p 气＝∆p 滤头＋∆p 气孔＝3＋0.14=3.14kPa ；

p 水压p 富

－气水冲洗室中的冲洗水水压，kPa;

－富余压力，4.9 kPa。

所以，鼓风机或储气罐调压阀出口的静压为：

p 出口＝p 管＋p 气+p 水压＋p 富

＝2.32+3.14+76.1+4.9=86.46kPa

⑤设备选型

根据气水同时反冲洗时反冲洗系统对空气的压力、风压要求选C90－1.5型离心鼓风机2台，一用一备。风量为90m 3/min ，风压为100kPa ，电动机功率为110kw 。

2.7清水池设计与计算

2.7.1．设计参数：

清水池中除贮存调节用水以外，还存放消防用水和水厂生产用水，因此清水池有效容积等于：

W =W 1+W 2+W 3+W 4

式中，W 1－调节容积，m 3；

W 2－消防贮水量，m

，按2小时火灾延续时间计算；

W 3－水厂冲洗滤池和沉淀池排泥等生产用水，m

，等于最高日用水量的

5％－10％；

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W 4－安全贮量，m

。

W 1＝10％Q d =12500m /d

W 2=2⨯3600⨯110/1000=792m W 3=5%Q d =6250m

W 4取

708m 3

则W =20250m 3。

清水池容积为20250m 3，设计两个，相互联通。 2.7.2．设计计算：（1）清水池的容积为：

V ＝20250m

设计两个，相互联通。有效水深取5.0m 。则单个面积：F =

202505⨯2

=2025m

采用近似正方形平面，超高取0.5m 。单池的尺寸为：45m ×42m ×5.5m 。（2）进水管

Q 进=

1250002⨯24⨯3600

=0.723m

滤池到清水池之间的连接管设计流速为0.8－1.2m/s,本设计采用1.0 m/s。

D 进=

=0.921≈900m m

（3）出水管

Q 出=6％Q d =6%⨯

1250002⨯3600

=1.04m

v 出＝1m /s D 出＝1.28m 取D 出=1300mm

（4）溢水管

D 溢＝D 进=900m m

管端为喇叭口，管上不设阀门，为了防止爬虫等进入，设网

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罩。

（5）排水管

按2h 内排空，按经验值取400mm ，便于排空清水池，采用2％坡度并设排水集水坑。

（6）通气孔及检修孔

2.8加氯工艺及加氯间设计计算

2.8.1．设计参数：

设计的计算水量为Q =1.35⨯105m 3/d =5625m 3/h =1.5625m 3/s 。采用液氯进行滤后消毒，投加点在通往清水池的管道中，最大投氯量为

a =3mg /L

，氯与水接触时间不小于30min ，仓库储存量按30天计算。

2.8.2 设计计算

（1）加氯量Q:

加氯量Q 按下式计算：

Q =0.001aQ 1

式中

——加氯量，kg /h ；

a ——最大加氯量，m g /L ；

——需消毒的水量，m 3/h 。

Q =0.001aQ 1=0.001⨯3⨯5625≈16.88kg /h

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（2）储存量G ：

G =30⨯24⨯Q =30⨯24⨯16.88=12153.6kg /月

（3）氯瓶数量：

加氯机选用型号REGAL2100，加氯量范围在1－20kg/L。设两台，一用一备。

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第三章净水厂总体布置设计与计算

3.1工艺流程布置设计

净水厂工艺流程布置时必须考虑下列主要原则：

（3）考虑近远期协调。在流程布置时既要有近期的完整性，又要求有分期的协调性，布置时应避免近期占地过早过大。

3.2平面布置设计

当水厂的主要构筑物的流程布置确定以后，即可进行整个水厂的总平面设计，将各项生产和辅助设施进行组合布置。

首先，将综合楼、食堂、浴室、职工宿舍、传达室等建筑物组合为一区，称

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为生活区。生活区设置在进门附近，便于外来人员的联系，使生产系统少受外来干扰。

最后，将常规处理构筑物与深度处构筑物、水厂排泥水处理构筑物分开。这样便于管理。远期预留地作为绿化用地。

水厂平面布置示意详见净水厂平面及净水构筑物高程布置图。

3.3水厂管线设计

厂区管线一般包括：给水管线、排水（泥）管线、加药和厂内自用水管线、动力电缆、控制电缆等。后两者不属于本设计的设计范畴。 1. 给水管线

给水管线包括原水管线、沉淀水管线、清水管线和超越管线。给水管道采用钢管，布置方式为埋地式。 2. 厂内排水

加药、加氯管线做成浅沟敷设，上做盖板。加药管采用硬聚氯乙烯管；氯气管采用无缝钢管。 4. 自用水管线

厂内自用水是指水厂生活用水、泵房、药间等冲洗溶解用水以及清洗水池用水。厂内自用水均单独成为管系，自二级泵房出水管接出。

3.4高程布置设计计算

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3.4.1. 水头损失计算

（1）处理构筑物水头损失

处理构筑物中的水头损失与构筑物的型式和构造有关，具体根据设计手册第3册表15-13（P868）进行估算，估算结果如下表所示。

净水构筑物水头损失估算值

（2）连接管线水头损失

连接管线水头损失（包括沿程和局部）应通过水力计算确定，计算常用的公式为：

h =h 1+h 2=

∑il +∑ξ

式中

h 1——沿程水头损失，m h 2——局部水头损失，m

；；

i ——单位管长的水头损失；

l ——连通管段长度，m ；

ξ——局部阻力系数； v ——连通管中流速，m /s ；

——重力加速度，m /s 2。

① 配水井至絮凝池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

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配水井至絮凝池连接管采用D N 1100钢管，管长l =15m 。

考虑浑水的因素n =0.015，按n =0. 013查设计手册第1册水力计算表得

i =1.5‰，换算成相当于n =0.015

时的i ：

0.0150.013

i =0.0015⨯

=0.002

浑水管长15m 算得沿程损失为：

h f =iL =

21000

⨯15=0.03m

b ）局部水头损失

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4＋ζ5=0.50+0.90+0.06+1.05+0.04=2.55

管内流速v =1.25m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=2.55⨯

1.25

2⨯9.8

=0.20m

c ）总水头损失

h =h f +h l =0.04+0.20=0.24m

②絮凝池至沉淀池

絮凝池与沉淀池合建，其损失取0.1m 。 ③沉淀池至V 型滤池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

沉淀池至V 型滤池连接管采用D N 1000钢管，管长l =40m （按最不利情况计算）。

考虑浑水的因素n =0.015，按n =0. 013查设计手册第1册水力计算表得

i =1.6‰，换算成相当于n =0.015

时的i ：

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i =0.016⨯

0.0150.013

=0.021

浑水管长40m 算得沿程损失为：

h f =iL =

2.11000

⨯40=0.048m

b ）局部水头损失

管路中，进口1个，局部阻力系数ξ1=0.50；90︒弯头2个，局部阻力系数

ξ2=1.05⨯2＝2.1；闸阀2个，ξ3=0.06⨯2=0.12；等径十字管（分支流）1个，

局部阻力系数ξ4=3.0；出口1个，局部阻力系数ξ5=1.00，则局部阻力系数总计为：

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4+ξ5=0.50+2.1+0.12+3.0+1.00=6.72

管内流速v =0.88m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=6.72⨯

0.88

2⨯9.81

=0.27m

c ）总水头损失

h =h f +h l =0.05+0.27=0.32m

⑧ V型滤池至清水池连接管线水头损失 a ）沿程水头损失

h f =iL =

2.11000

⨯100=0.21m

b ）局部水头损失

管路中，进口1个，局部阻力系数ξ1=0.50；90︒弯头3个，局部阻力系数

ξ2=1.05⨯3＝3.15；闸阀1个，ξ3=0.06；出口1个，局部阻力系数ξ4=1.00，

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则局部阻力系数总计为：

ξ=ξ1+ξ2+ξ3+ξ4+=0.50+3.15+0.06+1.00=4.71

管内流速v =1.0m /s ，则管路局部水头损失为：

h l =

∑ξ

=4.71⨯

1.0

2⨯9.8

=0.24m

c ）总水头损失

=h f +h l =0.24+0.24=0.48m

2. 处理构筑物高程确定

水厂地面标高为58.00m ，各净水构筑物水位标高由计算确定，计算结果如下表所示。

净水构筑物水位标高计算

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第4章设计总结

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给水排水工程《水处理工程》课程设计

参考文献

1、《给水工程》第四版严煦世、范瑾初主编中国建筑工业出版社

2、《给水排水设计手册》第1、3、11册中国建筑工业出版社

3、《水处理工程设计计算》韩洪军主编中国建筑工业出版社

4、《净水厂设计》钟淳昌主编中国建筑工业出版社

5、《给水排水工程专业课程设计》张志刚主编化学工业出版社

6、《水处理构筑物设计与计算》尹士君等编著化学工业出版社

7、《给水排水工程专业工艺设计》南国英主编化学工业出版社

8、《给水厂处理设施设计计算》崔玉川编化学工业出版社

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