给水处理厂净水构筑物设计计算示例.docx2

1 设计规模

给水处理厂的设计水量以最高日平均时流量计。设计处理水量150000m3/d，水厂自用水量占5％，故设计总进水量为Q=175000×1.05/24/36000=1.82 m3/s。根据处理水量，水厂拟分为2个系列，平行布置。

2 配水井设计

2.1 配水井设置

一般按照设计规模一次建成，停留时间取30s。 2.2配水井有效体积

V=Qt=1.82×30=54.6m3

2.3 配水井尺寸确定

配水井进水管的设计流量为Q=1.82(m3/s),查水力计算表得知，当进水管管径

D1=1000mm，V=2.59m/s 。

设计其高为H=2m，其中包括0.5m超高。 则配水井底面积为：S4S3.14V36.4m21.5

D436.46.8m，取D=7.0m 3.142D池子的有效容积为V03.141.557.7m354.6m3，满足要求。

24.3药剂投配设备设计 4.3.1 溶液池容积W1 W1506562.5aQ= =26.23m327m3

417cn417103 式中：a——混凝剂的最大投加量，本设计取50mg/L（查设计手册得）；

Q——设计处理的水量，6562.5m3/h；

c——溶液浓度（按商品固体重量计），一般采用5%-20%，本设计取10%；

n——每日调制次数，一般不超过3次，本设计取3次。

设计容积取27m3，溶液池采用矩形钢筋混凝土结构，设置2个，以便交替使用，保证连续投药。单池尺寸为L×B×H=3.0×3.0×3.5，高度中包括超高0.5m，有效高度2.0m，置于室内地面上。

溶液池实际有效容积： L×B×H=3.0×3.0×3.0=27m3，满足要求。

池旁设工作台，宽1.0-1.5m，池底坡度为0.02。池内壁用环氧树脂进行防腐处理。

4.3.2 溶解池容积W2

W2=（0.2～0.3）W1=0.2 ×27=5.4m3

式中： W2——溶解池容积（m3 ），一般采用（0.2-0.3）W1；本设计取0.2W1。

溶解池分1个，单个溶解池尺寸：L×B×H=1.5×1.5×2.8，高度中包括超高0.3m，有效高度2.5m，池底坡度采用0.02。

溶解池实际有效容积：W2 = L×B×H= 1.5×1.5×2.5=5.63m3

溶解池的放水时间采用t＝10min，则放水流量：q0=W2/（60t）=5.63×1000/（60×10）=9.38L/s。

查水力计算表得放水管管径d0＝150mm，相应流速v=0.61m/s，管材采用硬聚氯乙烯管。溶解池底部设管径d＝100mm的排渣管一根，采用硬聚氯乙烯管。溶解池的形状采用矩形钢筋混凝土结构，内壁用环氧树脂进行防腐处理。

4.3.3．投药管

投药管流量

q=

W1210002721000==0.625L/s

246060246060查水力计算表得投药管管径d＝60mm，相应流速为0.23m/s。

4.3.4. 计量投加设备

本设计采用计量泵投加混凝剂。 计量泵每小时投加药量:

q=

式中：W1——溶液池容积，m3。

计量泵型号为，选用两台，一备一用。

W1=2.25 m3/h 124.3.5．药库的设计

(1)药剂仓库与加药间宜连接在一起，存储量一般按最大投加量期的1个月用量计算。

(2)仓库除确定的有效面积外，还要考虑放置泵称的地方，并尽可能考虑汽车运输方便，留有1.5米宽的过道。

(3)应有良好的通风条件，并组织受潮，同时仓库的地坪和墙壁应有相应的防腐措施。

仓库容积考虑存放15天的混凝剂用量。仓库靠近加药间。 每日混凝剂用量为

50×157500/106=7.875t

药剂通道系数采用15%，则面积为115%

药品堆放高度按2.0m计，则所需面积为（7.88×15×1.15）/3=45.31m2 取48㎡，平面尺寸为8×6㎡。

4.3.6．需用空气量

（1）溶液池所需空气量

Q=nFq=3×3×3×8=216L/s

式中： Q——溶液池所需空气量； F——药池平面面积，m2；

q——空气供给强度，L/（s.m2），取8 L/（s.m2）；

n——每日调制次数，一般不超过3次，本设计取3次。

（2）溶解池所需空气量

Q=nFq=3×（1.5×1.5）×5=33.75L/s

式中： Q——溶液池所需空气量； F——药池平面面积，m2；

q——空气供给强度，L/（s.m2）,取5 L/（s.m2）；

n——每日调制次数，一般不超过3次，本设计取3次。

4.4混合设备的设计

本设计分两个系列，采用机械混合池，在机械混合池内安装搅拌装置，用电动机驱动搅拌器。混合池采用方形。混合池时间取60s，G值为600~1000s-1，混

合池池深和池宽之比为1:1~3:1。

4.4.1混合时间

T=60s

4.4.2混合池流量

Q=1.82m3/s

4.4.3混合池有效容积及尺寸

W=QT=1.82×60=109.2m³

混合池深取4.4m，故混合池尺寸为5.0×5.0×4.368m3。

4.4.4搅拌机转速，旋转角速度和轴功率

（1）搅拌机转速

n0==60×3/（π×2.8）=20.46（r/min）

n0——搅拌机垂直轴转速；

v——浆板外缘线速度，1~5m/s，本设计取3m/s；

D0——搅拌机直径（1/3~2/3）D，其中D为矩形混合池等效为圆形的直

径为5.6m，本设计中D0取3.7m； （2）搅拌机旋转角速度

w=v/r=3/1.15=2.61(rad/s)

w——搅拌机旋转角速度；

v——浆板外缘线速度，3m/s；

r——搅拌机半径，r=D0/2=1.85m；

（3）轴功率 a.计算轴功率

N2——计算轴功率；

w——搅拌机旋转角速度,2.61rad/s；

C——阻力系数，0.2~0.5,取0.5；

γ——水的容重,1000kg/m3； Z——搅拌器叶数，取2；

e——搅拌器层数，取2层；

B——搅拌器宽度，B=（0.1~0.125）D0，本设计中B=0.125×2.3=0.29m； R0——搅拌器的半径，1.85m；

b.需要轴功率

N1——需要轴功率；

μ——水的动力粘度，查手册知，22℃时为0.9691×10-3；

W——混合池容积，109.2m³；

G——设计速度梯度，取600s-1；

N1≈N2，故满足要求。

c.电动机功率

N3——电动机轴功率；

n——传动机械效率，一般取0.85；

N2——计算轴功率；

4.5絮凝设施的设计

本设计絮凝反应池采用隔板往复式絮凝池

4.5.1 设计参数

絮凝池设计n=2组，每组设1池，每池设计流量为

Q=6562.5/2=3281.25m3/h=0.91m³/s，絮凝时间T=20min。

4.5.2设计计算

1. 絮凝池有效容积VQT 絮凝池平均水深取2.5m 。

3281.25201093.75m3 602. 絮凝池有效长度V=QT=

LV128024.4m HB2.515式中： H——平均水深(m);本设计取超高0.5m，H=2.5m； 3. 隔板间距

絮凝池起端流速取v0.5m/s，末端流速取v0.2m/s。首先根据起，末端流速和平均水深算出起末端廊道宽度，然后按流速递减原则，决定廊道分段数和各段廊道宽度。

起端廊道宽度： a末端廊道宽度： aQ11.060.6m vH0.53.5Q11.061.5mHv3.50.2

廊道宽度分成4段。各段廊道宽度和流速见表2-1。应注意，表中所求廊道内流速均按平均水深计算，故只是廊道真实流速的近似值，因为，廊道水深是递 减的。

表4-1 廊道宽度和流速计算表廊道分段号各段廊道宽度a（m）各段廊道流速（m/s）各段廊道数各段廊道总净宽（m）10.600.573.6020.800.3874.8031.000.3076.0041.500.2056.00四段廊道宽度之和b3.64.86.06.020.4m

取隔板厚度=0.20m，共26块隔板，则絮凝池总长度L为：

LL260.220.4260.225.6m

4.水头损失计算

2vitvi2himili

2gCi2Ri式中： vi——第i段廊道内水流速度（m/s）； vit——第i段廊道内转弯处水流速度（m/s）； mi——第i段廊道内水流转弯次数；

——隔板转弯处局部阻力系数。往复式隔板（1800转弯）=3；

li——第i段廊道总长度(m)；

； Ri----第i段廊道过水断面水力半径（m）

Ci——流速系数，随水力半径Ri和池底及池壁粗糙系数n而定，通常按

11曼宁公式CiRi6计算。

nR1a1H0.63.5==0.28 m

a12H0.623.511116C1R10.28662.22，C123871.32

n0.013絮凝池采用钢筋混凝土及砖组合结构，外用水泥砂浆抹面，粗糙系数为n=0.013。其他段计算结果得：

R20.36C264.882C24209.41R30.44 C367.09 C324501.07 2R40.61C470.84C45018.31廊道转弯处的过水断面面积为廊道断面积的1.2-1.5倍，本设计取1.4倍，则第一段转弯处流速：

vitQ13818.130.361m/s

1.4aiH36001.40.63.53600式中：vit——第i段转弯处的流速（m/s）； Q1——单池处理水量（m3/h）；

ai——第i段转弯处断面间距，一般采用廊道的1.2-1.5倍； H——池内水深（m）。

v2t0.271m/s其他3段转弯处的流速为： v3t0.216m/s

v4t0.144m/s各廊道长度为：

各段转弯处的宽度分别为0.84m；1.12m；1.4m；2.1m（1.4倍的廊道宽度）；

l1n(B0.7)7(150.84)99.12ml2n(B0.84)7(151.12)97.16ml3n(B1.12)7(151.4)95.2ml4n(B1.75)5(152.1)64.5m

第1段水头损失为：

v12tv120.36120.52h1m12l13799.120.162m 22gC1R129.862.220.28表4-2 各段水头损失表段数1234合计mi7775li99.1297.1695.264.5Ri0.280.360.440.61vit0.3610.2710.2160.144vi0.500.380.300.20Ci62.2264.8867.0970.84Ci23871.334209.414501.075018.31hi0.1620.0880.0540.017h=∑hi=0.321m

5.GT值计算(t=200C时)与核算

Gh10000.32152.54s1<60s1,符合设计要求； 460T600.96911020GT52.54206063048（在104-105范围之内）

絮凝池与沉淀池合建，中间过渡段宽度为1.5m。

4.6沉淀池的设计与计算

本设计采用平流沉淀池。 4.6.1 设计流量

本设计采用两组池子，每组设计流量为

Q=7656.26/2=3828.13 m3/h=1.06 m3/s

4.6.2 平面尺寸计算

1.单池容积为：

V=QT=3828.13×1.0=3828.13m3

式中：V——沉淀池的有效容积，m3；

T——停留时间，h，一般采用1.0～3.0h，设计中取为1.0h。 2.沉淀池长为：

L=3.6vT=3.6×20×1=72m。

式中：L——沉淀池长度，m；

v——水平流速，mm/s，一般采用10～25 mm/s设计中取为20 mm/s。 3.沉淀池宽为：

B=V/LH=3828/（72×3.5）=15.0m，取为15m

式中：B——沉淀池宽度，m；

H——沉淀池有效深度，m，一般采用3.0～3.5 m,设计中取为3.5m。

4.6.3 校核

a.长宽比

沉淀池长宽比为L/B=72/15=4.8>4，满足要求。 b．长深比

沉淀池长深比为L/h=72/3.5=20.6>10，满足要求。 c．弗罗徳数

水力半径R=BH/(2H+B)=15×3.5/(2×3.5+15)=2.39m=239cm

弗劳德数Fr=v2/Rg=（20×10-1）2/（239×981）=1.7×10-5（在1×10-4~1×10-5之间），满足要求

Fr——弗劳德数； v——水平流速，cm/s；

R——水力半径，cm；

g——重力加速度，cm/s2；

d．雷诺数

雷诺数Re=vR/ν=20×239/0.9691=4932（在4000~15000之间）, 为紊流状态，符合设计要求。 Re——雷诺数； v——水平流速，cm/s；

R——水力半径，cm；

ν——水的运动粘度，22℃下为0.9691。

4.6.4 进水穿孔墙

1.沉淀池进口处用砖砌穿孔墙布水，墙长15m，墙高3.5m（有效水深3.2m，用机械刮泥装置排泥，其积泥厚度0.1m，超高0.2m。

2.穿孔墙孔洞总面积

絮凝池与沉淀池之间采用穿孔花墙配水。孔口总面积为

A=Q/v=1.06/0.2=5.3m2.

式中：A——孔口总面积，m2；

v——孔口流速，m/s，一般取值不大于0.15～0.2 m/s设计中取为0.2m/s 。

3.孔洞个数

每个孔口尺寸定为15cm×8cm，则孔口数为5.3/（0.15×0.08）=442个。

4.进口水头损失：

h1=ξv12/2g=0.004m

式中： h1——进口水头损失，m； ξ——孔洞阻力系数，此处取为2。

4.6.5 出水系统

1.出水堰深度

采用薄壁堰出水，堰口应保证水平。

出水堰的堰口标高能通过螺栓上下调节，以适应水位变化。出水堰起端水深为：

2Q21.06h2=1.733=1.733=0.8m 22gB9.811.0式中：h2 ——出水渠起端水深，m； B——渠道宽度，取为1.0m。

为了保证自由溢水，出水渠的超高规定为0.1m，则渠道深度为0.9m。 2.渠道内水流速度：

v2=Q/(bh2)=1.06/(1.0×0.8)=1.33m/s

3.沉淀池的出水管管径

管径初定为DN1000，此时管内流速为

v3=4Q/(πD2)=4×1.06/(π×1×1)=1.35m/s

4.6.6 沉淀池的放空管

沉淀池放空时间按3h计，则放空管直径为

0.7BLH0.50.715723.50.5d===0.362m

T33600采用DN=400mm。

T——放空时间，此处按3h计； H——池内平均水深，此处为3.5m；

4.6.7 排泥设施选择

沉淀池底部设泥斗，污泥斗深0.6m。采用机械排泥。

4.6.8 沉淀池的总高度

H总=h3+h4+H=0.5+0.6+3.5=4.6m

式中：H总——沉淀池总高度，m；

h3 ——沉淀池超高，m，一般采用0.3～0.5m，设计中取为0.5m； h4 ——泥斗高度，m。

集水渠出水总渠潜孔进水出水总管图3-3 平流沉淀池简图

4.7过滤设施的设计与计算

本设计采用V型滤池，其设计计算过程如下：

4.7.1 设计参数

滤池分两组，每组滤池设计水量Q=91875m³/d,设计滤速ν=12m/h，过滤周期48h；

滤层水头损失：冲洗前的滤层水头损失采用1.8m

第一步气冲冲洗强度q气1=15L/（s·m2），气冲时间t1=3min；

第二步气-水同时反冲，空气强度q气2=15L/（s·m2），水强度q水1=4L/（s·m2）， 气水反冲时间t2=4min；

第三步水冲强度q水2=5L/（s·m2），单独水反冲时间t3=5min；

冲洗时间共计t=12min=0.2h；反冲洗周期T=48h；反冲横扫强度1.8 L/（s·m2）。

4.7.2 池体设计与计算

1.池体工作时间t′

t′=24-t

2.滤池面积F 每组滤池面积为：

F=

滤池总面积640㎡。

3.滤池的分格

为节省占地选双格V型滤池，池底板用混凝土，单格宽B=4m，长L=10m，面积40m2。每组滤池设置N=4座，每座滤池面积f=80m2，一组滤池总面积320 m2，两两合建共2组，故滤池总面积640㎡。

4.校核强制滤速

24=24-0.1=23.9h（式中未考虑排放初滤水） TQ91875==320m2 vt1223.9v′=

Nv412==16 m/h<17 m/h，满足要求。 N1415.滤池高度的确定 滤池超高H5=0.3m 滤层上的水深H4=1.5m 滤料层厚H3=1.0m 滤板厚H2=0.13m

滤板下布水区高度H1=0.9m 则滤池总高为：

H=H1+ H2+ H3+ H4+ H5=0.9+0.13+1.0+1.5+0.3=3.83m

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 均粒滤料层的水头损失按下式计算：

V1m01ΔH1=180l0v 3gm0d022式中： ΔH1——水流通过清洁滤料层的水头损失，cm； V——水的运动黏度，cm2/s，22℃时为0.009691㎝²/s； g——重力加速度，取为981 cm/s2；

m0——滤料孔隙率，取为0.5；

d0 ——与滤料体积相同的球体直径，取为0.1cm； l0——滤层厚度，cm,取为100cm； v——滤速，12m/h=0.33cm/s； φ——滤料颗粒球度系数，取为0.8。

0.009691（1-0.5)212故ΔH1==180× ×()1000.33=18.34㎝ 30.80.19810.5根据经验，滤速为8～12 m/h时，清洁滤料层的水头损失一般为30～50㎝，计算值比经验值低，取经验值的下限30㎝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始过滤时的水头损失为

ΔH2=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

H水封=0.3+ H1+ H2+ H3==0.3+0.9+0.13+1.0=2.33m

每座滤池过滤水量：

Q单=vf=12×80=960m3/h=0.27 m3/s

所以水封井出水堰堰上水头由矩形堰的流量公式Q=1.84bh计算得：

0.272h水封=()=()3=0.175m

1.84b1.842.0Q单2323则反冲洗结完毕，清洁滤料层过滤时，滤池液面比滤料层高0.175+0.52=0.695m。

4.7.3反冲洗管渠系统设计

本设计采用长柄滤头配水配气系统,冲洗水采用冲洗水泵供应,为适应不同冲洗阶段对冲洗水量的要求,冲洗水泵采用两用一备的组合,水泵宜于滤池合建,且冲洗水泵的安装应符合泵房的有关设计规定。

1.洗用水量的计算

反冲洗用水流量按水洗强度最大时计算，单独水洗时反洗强度最大为 5L/( m².s)

Q反= q水2f=5×80=400（L/s）=0.4（m³/s）=（440m³/h）

V型滤池反冲洗时表面扫洗同时进行，其流量为：

Q表= q表f=0.0018×80=0.14（m³/s）

2.反冲洗配水系统的断面计算

配水干管（渠）进口流速应为1.5m/s左右，配水干管（渠）的截面积

A= Q反/v进=0.40/1.5=0.27m2

反冲洗配水干管用钢管，DN600，流速1.41m/s。反冲洗水由反冲洗配水干管输送至气水分配渠，由气水分配渠底侧的布水方孔配水到滤池底部的布水区。反冲洗水通过布水方孔的流速按反冲洗配水支管的流速取值。

配水支管流速或孔口流速为1～1.5m/s左右，取v支=1.0m/s，则配水支管（渠）的截面积为：

A支= Q反/v支=0.40/1.0=0.40m2

此即配水方孔总面积。沿渠长方向两侧各均匀布置20个配水方孔，共40个，孔中心间距0.6m，每个孔口面积：

A孔=0.40/40=0.01m2

每个孔口尺寸取0.1m×0.1m。 3.反冲洗用气量的计算

Q气= q气f=15×80=1200L/s=1.20 m3/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1= Q气/v气进=1.20/5=0.24m2

反冲洗配气干管用钢管，DN600，流速4.2m/s。反冲洗用空气由反冲洗配气干管输送至气水分配渠，由气水分配渠底侧的布气小孔配气到滤池底部的布水区。布气小孔紧贴滤板下缘，间距与布水方孔相同，共计40个。反冲洗用空气通过布气小孔的流速按反冲洗配气支管的流速取值。

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

A气2= Q反气/v气支=1.20/10=0.12m2

每个布气小孔面积

A布=0.12/40=0.003m2

孔口直径为

40.0031d气孔=()20.06m，取60mm。

3.14每孔配气量为

Q气孔= Q反气/40=1.20/40=0.03m3/s=108m3/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的流量

Q气水反= q水1f=4×80=320L/s=0.32 m3/s

气水同时反冲洗时反冲洗用空气的流量

Q气= q气f=15×80=1200L/s=1.20 m3/s

气水分配渠的气、水流速均按相应的配水、配气干管流速取值。则气水分配干渠的截面积

A气水= Q气水反/v进+ Q反气/v气进=0.32/1.5+1.20/5=0.45m2

4.7.4滤池管渠设计与计算

1.反冲洗管渠 （1）气水分配渠

气水分配渠起端宽取0.4m，高取1.5m，末端宽取0.4m，高取1.0m。则起端截面积0.6m2，末端截面积0.4m2。两侧沿程各布置20个配水方孔和20个配气小孔，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为0.45/40=0.011 m2<末端截面积0.4 m2，满足要求。

（2）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= H1+ H2+ H3+0.5-1.5=0.9+0.13+1.0+0.5-1.5=1.03m

式中H1、 H2、 H3同前，1.5m为气水分配渠起端高度。 排水集水槽末端高

H末= H1+ H2+ H3+0.5-1.0=0.9+0.13+1.0+0.5-1.0=1.53m

式中H1、 H2、 H3同前，1.0m为气水分配渠末端高度。 底坡i=（1.53-1.03）/L=0.5/13=0.0385 （3）排水集水槽排水能力校核

集水槽超高0.3m，则槽内水位高h1=0.73m，槽宽b槽=0.4m，n=0.013

水流截面积ω=bh=0.4×0.73=0.292m2 水流湿周χ=b+2h=0.4+0.73×2=1.86m 水力半径R=A/ω=0.292/1.86=0.157m

水流速度v=R2/3i1/2/n= （0.1572/3×0.03851/2）/0.013=4.37m/s 过流能力Q排集=ωv=0.292×4.37=1.27m3/s

实际过水量Q水= Q反+ Q表=0.40+0.14=0.54 m3/s<过流能力Q排集=1.27m3/s 2.进水管渠 (1)进水总渠

四个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设计，流速0.8～1.2 m/s，则强制过滤流量为：

Q强=（91875/3）×2=61250m3/d=0.709 m3/s

进水总渠水流断面积为：

A进总= Q强/ v进总=0.709/1.0=0.709m2

进水总渠宽1.0m，水面高0.8m。 (2)每座滤池的进水孔

每座滤池由进水侧壁开三个进水孔，进水总渠的浑水通过这三个进水孔进入滤池。两侧进水孔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，供给反洗表扫用水。调节阀门的开启度，使其在反冲洗时的进水量等于表扫水用水量。

孔口总面积按滤池强制过水量设计，孔口两侧水位差取0.1m，则孔口总面积为：

A孔= Q强/（0.82gh）=0.709/（0.829.80.1）=0.63 m2

中间孔口面积按表面扫洗水量设计：

A中孔=A孔（Q表/ Q强）=0.63×（0.14/0.709）=0.12 m2

孔口宽B中孔=0.12m,高H中孔=0.1m。

两个侧孔口设阀门，采用橡胶囊充气阀，每个侧孔面积为：

A侧=（A孔- A中孔）/2=（0.63-0.12）/2=0.26 m2

孔口宽B孔=0.52m，高H侧孔=0.1m。 （3）每座滤池内设的宽顶堰

为保证进水稳定性，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。堰上水头为：

h宽顶=[Q强/(1.84b宽顶)]2/3=[0.709/(1.84×5)]2/3=0.18m

(4)每座滤池的配水渠

进入每座滤池的浑水经过宽顶堰流至配水渠，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1m，渠长等于滤池总宽，则渠长L配渠=7m。当渠内水深为h配渠=0.6m时，流速末端流速（进来的待滤水由分配渠中段向渠两侧进水孔流去，每侧流量 /2）：

v配渠= Q强/（2b配渠h配渠）=0.709/（2×0.5×0.6）=1.18 m/s

满足满足滤池进水管渠流速在0.8～1.2m/s的范围内的要求。 （5）配水渠过水能力校核

水力半径R配渠= b配渠h配渠/（2 h配渠+b配渠）=0.5×0.6/（2×0.6+0.5）=0.18m 水力坡降i配渠=(nv配渠/R配渠2/3)2=(0.013×1.18/0.182/3)2=0.002

渠内水面降落量Δh配渠=i配渠L配渠/2=0.002×7/2=0.007m

因为配水渠最高水位为h配渠+Δh配渠=0.6+0.007=0.607m<渠高1m 故配水渠的过水能力满足要求。 3.V型槽的设计

V型槽槽底设表扫水出水孔，直径取d孔=0.025m，间隔0.16m,每槽共计80个。则单侧V型槽表扫水出水孔总面积

A表孔=（3.14×0.0252/4）×80=0.04（m2）

表扫水出水孔低于排水集水槽堰顶0.15m，即V型槽槽底的高度低于集水槽堰顶0.15m。

据潜孔出流公式Q=0.8A2gh，其中Q应为单个滤池的表扫水流量，则表面扫洗时V型槽内水位高出滤池反冲洗时液面

hV液= [Q表/（2×0.8 A表孔）]2/(2g)= [0.14/（2×0.8×0.04）]2/(2×9.8)=0.24m 反冲洗时排水集水槽的堰上水头由矩形堰的流量公式Q=1.84bh2/3求得，其中b为集水槽长12m，Q为单格反冲洗流量Q反单=Q反/2=0.4/2=0.2m3/s

反冲洗时排水集水槽的堰上水头为：

h排槽= [Q水单/(1.84b)]2/3=[0.2/(1.84×12)]2/3=0.04m

式中：Q水单——单格滤池反冲洗流量，Q水单=Q水/2=0.2 m3/s； b——集水槽长，12m。

V型槽倾角45°，垂直高度1m，壁厚0.05m。 反冲洗时V型槽顶高出滤池内液面的高度为：

1-0.15- h排槽=1-0.15-0.04=0.81m

反冲洗时V型槽顶高出槽内液面的高度为：

1-0.15- h排槽- hV液=1-0.15-0.02-0.24=0.59m

4.冲洗水的供给 选用冲洗水泵供水。

（1）冲洗水泵到滤池配水系统的管路水头损失Δh1

反冲洗配水干管用钢管，DN600，流速1.41m/s，1000i=4.27，布置管长总计60m。

则反冲洗总管的沿程水头损失为：

Δhf=il=0.00427×60=0.26m

主要配件及局部阻力系数见下表：

表3-2

配件名称 90°弯头 DN600闸阀 等径三通 ∑ξ

Δhj=ξv2/(2g)=6.78×1.412/(2×9.8)=0.69m Δh1=Δhf′+Δhj′=0.26+0.69=0.95m

(3)滤池配水系统的水头损失Δh2 a.气水分配干渠内的水头损失Δh反水 气水同时反冲洗时：

Q气水反= q水1f=4×80=320L/s=0.32 m3/s

数量/个 6 3 2 局部阻力系数ξ 6×0.6=3.6 3×0.06=0.18 2×1.5=3 6.78 则气水分配渠内的水面高为：

h水反= Q气水反/( v进b气水)=0.32/(1.5×0.4)=0.53m

水力半径为：

R水反= b气水h水反/（2 h水反+b气水）=0.4×0.53/（2×0.53+0.4）=0.15m 水力坡降为：

i反渠=(nv渠/R渠2/3)2=(0.013×1.5/0.152/3)2=0.005

渠内水头损失为：

Δh反水= i反渠×l反渠=0.005×12=0.06m

b.气水分配干渠底部配水方孔的水头损失Δh方孔

Δh方孔= [Q气水反/（0.8 A方孔）]2/(2g)= [0.32/（0.8×0.4）]2/(2×9.8)=0.05m c.反冲洗经过滤头的水头损失为Δh滤≤0.22m d.气水同时通过滤头时增加的水头损失Δh增

气水同时反冲洗时气水比为n=15/4=3.75，长柄滤头配气系统的滤帽缝隙总面积与滤池过滤总面积之比大约为1.25%，则长柄滤头中的水流速度为：

v柄=Q气水反/(1.25﹪f)=0.32/(1.25﹪×80)=0.32m/s

通过滤头时增加的水头损失为：

Δh增=9810n(0.01-0.01v+0.12v2)

=9810×3.75(0.01-0.01×0.32+0.12×0.322)

=702.2Pa=0.072mH2O

则滤池配水系统的水头损失为：

Δh2=Δh反水+Δh方孔+Δh滤+Δh增=0.06+0.05+0.22+0.072=0.40m

(3)砂滤层水头损失Δh3

滤料为石英砂，容重γ1=2.65吨/m3，水的容重γ=1吨/m3，石英砂滤料层膨胀前的孔隙率m0=0.41，滤料层膨胀前的厚度H3=1.0m。则滤料层水头损失为：

Δh3=(γ1/γ-1)(1-m0) H3=(2.65-1)(1-0.41) ×1.0=0.97m

(4)富裕水头Δh4取1.5m。

清水池最低水位与排水槽堰顶的高差H0=5m

H水塔=Δh1+Δh2+Δh3+Δh4=0.95+0.40+0.97+1.5=3.82m

则反冲洗水泵的最小扬程为：

H水泵=H0+Δh1+Δh2+Δh3+Δh4=5+0.95+0.40+0.97+1.5=8.82m

选四台250S14单级双吸离心泵，三用一备，扬程11m时，每台泵的流量为576m³/h。

5.反洗空气的供给

(1)长柄滤头的气压损失Δp滤头

气水同时反冲洗时气水同时反冲洗时反冲洗用空气的流量为：

Q气= q气f=15×80=1200L/s=1.20 m3/s

长柄滤头采取网状布置，约55个/m3。则每座滤池共计安装长柄滤头：

n=55×80=4400个

每个滤头的通气量为：1.20×1000/4400=0.27 L/s 在该气体流量下的压力损失最大为：

Δp滤头=3000Pa

(2)气水分配渠配气小孔的气压损失Δp气孔 反冲洗时气体通过配气小孔的流速为：

v气孔= Q气孔/A布=0.03/0.003=10m/s

孔口流量系数μ=0.6，则气水分配渠配气小孔的气压损失为：

Δp气孔=( Q气孔2γ)/(2×36002μ2 A布2g)

=(1082×1)/(2×36002×0.62 ×0.0032×9.8)

=14mmH2O=138Pa=0.138kPa

(3)配气管道的总压力损失Δp管 a.配气管道沿程压力损失Δp1

反冲洗空气流量计1.20 m3/s，配气干管用钢管，DN600，流速4.24m/s。反冲洗空气管总厂60m，气水分配渠内的压力损失不计。

反冲洗管道内的空气气压为：

Δp气压=(1.5+H气压) ×9.8=(1.5+1.5) ×9.8=29.4 kPa

式中：Δp气压——空气压力，kPa；

H气压——长柄滤头距反冲洗水面的高度，m，H气压=1.5m。 此时空气管道的摩擦阻力为9.8 kPa/1000m。 则.配气管道沿程压力损失为：

Δp1=9.8×60/1000=0.59 kPa

b.配气管道的局部压力损失Δp2 主要管件及长度换算系数K见下表

表3-3

配件名称 90°弯头 闸阀 等径三通 数量/个 5 3 2 长度换算系数K 5×0.7=3.5 3×0.25=0.75 2×1.33=2.66 ∑K

当量长度的换算公式：

l0=55.5KD1.2

式中： l0——管道当量长度，m； K——长度换算系数； D——管径，m。 空气管配件换算长度为

l0=55.5KD1.2=55.5×6.91×0.61.2=207.8 m

则局部压力损失为：

Δp2=9.8×207.8/1000=2.04 kPa

配气管道的总压力损失为：

Δp管=Δp1+Δp2=0.59+2.04=2.63 kPa

(4)气水冲洗室中的冲洗水水压Δp水压

6.91 Δp水压=(H水塔-Δh1-Δh反水-Δh方孔) ×9.81=(3.82-1-0.06-0.05) ×9.81=26.59 kPa 则要求鼓风机出口的静压为

p出口=p管+ p气+ p水压+ p富=2.63+0.138+3+26.59+4.9=37.26 kPa 式中： p管——输气管道的压力损失，kPa，即Δp管； p气——配气系统的压力损失，kPa，即Δp气孔+Δp滤头； p水压——气水冲洗室中的冲洗水水压kPa即Δp水压，； p富——富余压力，取为4.9 kPa。 (5)设备选择

根据气水同时反冲洗时反冲洗系统对空气压力、风量要求选三台LG40风机。 风量40m³/min，风压49kPa，电机功率55kW，两用一备。正常工作鼓风机风量共计80m³/min＞1.1Q反气=1.1×1.2×60=79.2m³/min。

V型滤池的简图如下：

排水管V型槽排水集水槽均质滤料反冲洗空气管反冲洗水管 图4-1 V型滤池简图 4.8消毒设施的设计与计算

已知设计水量Q=183750m3/d，本设计消毒采用液氯消毒。

4.8.1加氯量与储氯量

设计加氯量应根据试验或相似条件下水厂的运行经验，按最大用量确定，并应使余氯量符合生活饮用水卫生规定的要求。氯与水的接触时间 不小于30分钟。

1.加氯量为：

q=bQ

式中： Q总——设计水量，m3/d；

q——每天的投氯量，g/d；

b——加氯量， g/ m3，一般取0.5～1.0 g/ m3，本设计采用0.5 g/ m3。

q=bQ=0.5×183750=91875g/d=91.88kg/d

2.储氯量

储氯量按一个月考虑

G=30q=30×91.88=2756.3 kg/月

4.8.2加氯设备选取与设计

1.本设计采用ZJ-Ⅱ型加氯机两台，交替使用，每台加氯机加氯量为0.5～9.0 kg/ h。加氯机外形尺寸为：高×宽=330mm×370mm。加氯机安装在墙上，安装高度在地面以上1.5m，两台加氯机之间净距为0.8m。

2.采用容量为500kg的氯瓶，氯瓶外形尺寸为外径600mm，瓶高1800mm。氯瓶自重146kg，公称压力2MPa。氯瓶采用两组，每组7个，一组使用，一组备用，每组使用周期约33d。

4.8.3加氯间尺寸计算与确定

在加氯间低处设排风扇一个，换气量每小时8～12次，并安装漏气探测器，其位置在室内地面以上20cm。设置漏气报警仪，当检测的漏气量达到2～3mg/kg时即报警，切换有关阀门，切断氯源，同时排风扇动作。

加氯间平面尺寸：长3.0m，宽9.0m；氯库平面尺寸为：长12.0m，宽9.0m。

4.9清水池的设计与计算

4.9.1清水池的有效容积

清水池的有效容积包括调节容积、消防贮水量和水厂自用水量的调节量。清水池的总有效容积：

V=kQ

式中： V——清水池的总有效容积，m3；

k ——经验系数，一般为10﹪～20﹪取为10﹪。 Q——设计供水量，m3/d，为183750m3/d。

V=0.1×183750=18375 m3

清水池设4座，则每座清水池的有效容积V1为：

V1=V/4=18375/4=4594m3

4.9.2平面尺寸的确定

每座清水池的面积

A= V1/h

式中： A——每座清水池的面积，m2；

h ——清水池的有效水深，m。 设计中取h=4.0m

A=4594/4=1148.5 m2

取清水池宽度B为30m，则清水池长度L为：

L= A/B=1148.5/30=38.29m，设计中取为39m

则清水池实际有效容积为39×30×4=4680m3 清水池超高h1取为0.5m，清水池总高H为:

H=h1+h=0.5+4.0=4.5m

4.9.2清水池的管道系统

1.清水池的进水管

D1=[Q/(4×0.785v)]1/2

式中：D1——清水池进水管管径，m；

v——进水管管内流速，m/s，一般采用0.7～1.0 m/s设计中取v=0.9 m/s

D1=[2.13/(4×0.785×0.9)] 1/2=0.87m

设计中取进水管管经为DN900，进水管内实际流速为0.84m/s。 2.清水池的出水管

由于用户的用水量时时变化，清水池的出水管应按出水最大流量计：

Q1=KQ/24

式中：Q1——最大流量，m3/h；

K——时变化系数，一般取1.3～2.5，本设计取为1.5； Q——设计水量，m3/d。

Q1=1.5×183750/24=11484.38m3/h=3.19m3/s

出水管管径

D2=[Q/(4×0.785v1)] 1/2

式中：D2——清水池出水管管径，m;

v1 ——进水管管内流速，m/s，一般采用0.7～1.0 m/s设计中取v1=0.9 m/s

D2=[3.19/(4×0.785×0.9)]1/2=1.06m

设计中取出水管管经为DN1100，出水管内实际流速为0.84 m/s。 3.清水池的溢流管

溢流管的直径与进水管管径相同，取为DN900。在溢流管管端设喇叭口，管上不设阀门。出口设置网罩，防止虫类进入池内。

4.清水池的排水管

排水管的管径按2h内将池水放空计算。排水管内流速按1.2 m/s估计，则排水管的管径为：

D3=[V/(3600t×0.785v2)] 1/2

=[4594/(3600×2×0.785×1.2)] 1/2 =0.831m

式中： D3——排水管的管径，m；

t ——放空时间，h； v2——排水管内流速，m/s。 设计中取排水管管径为DN900。

4.9.3清水池其余设施计算

1.导流墙

每座清水池设两条导流墙，间距5m，导流墙底部每隔1.0m设0.1m×0.1m的过水方孔，使清水池清洗时排水方便。

2.检修孔

在清水池顶部设圆形检修孔2个，直径为1200mm。 3.通气管

清水池顶部设通气孔共12个，每格4个，通气管管径为200mm，通气管伸出地面的高度高低错落，便于空气流通。

4.覆土厚度

清水池顶部应有0.5～1.0m的覆土厚度，并加以绿化，此处取覆土厚度为1.0m。

第5章：高程布置

5.1 高程布置

构筑物高程布置与厂区地形，地质条件及所采用的构筑物形成有关，而水厂应避免反应沉淀池在地面上架空太高，本设计采用清水池的最高水位与地面标高相同。本设计规定清水池的最高水位为±0.000m。

5.1.1 管渠水力计算

（1）清水池

清水池最高水位标高为±0.000m，池面超高为0.5m，则池顶标高为0.500m，有效水深4.0m,则池底标高为-4.000m。 （2）V型滤池

滤池到清水池之间的管长为：26.47m，设2根管，每根管流量为1.06 m3/s，管径为DN1100，查水力计算表：流速v=1.12m/s，坡度i=1.5‰，沿线设有两个闸阀，一个等径丁字管，进口和出口，阻力系数分别为：0.06，1.05，1.0，1.0，则管中水头损失为

v21.51.02hil26.47(0.0621.0511.01.0)0.217m

2g100029.81滤池的最大作用水头为2.0～2.5m，设计中取为2.2m。

（3）平流沉淀池

沉淀池到滤池管长为L=22.48m设2根管，每根管流量为1.06m3/s，管径为DN1100，查水力计算表：流速 v=1.12m/s,坡度i=1.5‰, 沿线设有两个闸阀，一个等径丁字管，进口和出口，局部阻力系数分别为0.06，1.05，1.0，1.0，则管中水头损失为：

v21.512hil22.48(0.0621.051.01.0)0.202m

2g100029.81

絮凝池最大作用水头为：0.4～0.5m，设计中取0.45m。 沉淀池最大作用水头为0.2～0.30m，设计中取0.25m。 （4）机械混合池

混合池到沉淀池之间的管线长为25.60m，设两根管，每根管流量为1.06m³/s，管径为DN1100，查水力计算表：流速v=1.12m/s，坡度i=1.5‰，沿线有两个闸阀，一个等径丁字管，进口，出口的阻力系数分别是：0.06，1.05，1.0，1.0，则水头损失为：

v21.51.02hil25.60(0.0621.051.01.0)0.212m

2g100029.81机械混合池水头为0.05m。

5.1.2 给水处理构筑物高程计算

1.清水池最高水位=±0.000m，清水池顶标高0.005m。

2.滤池水面标高=清水池最高水位+清水池到滤池出水连接渠的水头损失+滤池的最大作用水头=0+0.217+2.2=2.417m

3.沉淀池水面标高=滤池水面标高+滤池进水管到沉淀池出水管之间的水头损失+沉淀池出水渠水头损失=2.417+0.202+0.25=2.879m

4.絮凝池水面标高=沉淀池与连接渠水面标高+絮凝池的水头损失=2.929+0.25=3.179m

5.其余各部位具体标高见水池高程图。