某城市净水厂处理工艺设计

1 设计任务书

1．1设计资料

1.1.1设计题目

某城市净水厂处理工艺设计 1.1.2设计规模

根据某市“十一五”规划要求，为满足城市、工业、人民生活需要，决定建设净水厂一座，日产水量6万m/d，分两期建成，即第一期工程为3万m/d，与二期工程统一考虑一次设计 1.1.3自然条件 1.1.3.1地理位置 1.1.3.2气象

1.1.4水文地质资料 1.1.4.1地形地貌

该城市高程大约在1033~1082cm左右 1.1.4.2水文资料

1.1.4.3 B水库水文资料 1.1.5水质资料

水库水质符合二类水源水的水质指标，水温最高为23℃，最低为1℃，水库出水浊度不大于200度，特殊情况（如汛期洪水）时出水浊度不大于500度。细菌总数54个/L，大肠杆菌数为42个/L,水库主要特征值见表

331.2设计内容

主要以下内容：

1.2.1净水工艺方案选择

1.2.2各处理构筑物的设计和计算 1.2.3厂区给排水管道布置

1.2.4净水厂平面布置和高程布置设计 1.2.5水厂处理成本计算

1.3设计成果

1.3.1设计计算书一份

1.3.2图样：给水厂总平面及高程布置图2张

2 净水厂工艺处理的确定

2.1净水厂的处理水量以最高日平均时流量计，近期处理规模为3.21104m3/d10md，水处理构筑物按照远期处（包括7%水厂自用水量），远期达到6.4243理规模设计。

10md近期建2.2净水厂的主要构筑物拟分为四组，每组处理规模为1.60543两组，远期再建两组，净水厂处理后的水符合国家《生活饮用水卫生标准》（GB5749——2006）。

净化工艺流程拟采用常规处理工艺，经过技术、经济综合比较后采用如下图所示的工艺流程。

厂区污水 排入河 污泥调节池 加药间 加氯 加氯间 补氯 机械混合池 机械絮凝池 平流沉淀池 双阀滤池 原水 配水井 清水池 送水泵房 溢流水 用户

反冲排水 回流调节池 回流至配水井 雨水泵房 排入河

3 水处理构筑物设计计算

3.1混凝剂配制和投加工艺设计

3.1.1混凝剂配制和投加 3.1.1.1设计参数

10md=2675m/h=0.75m/s，根据原水水质及水温参考有设计流量Q=6.424333关，水厂的运行经验选择的絮凝剂为碱式氯化铝，采用水量泵湿式投加。碱式氯

化铝含量w=10%混凝剂最大投加量a=50mg/L,每天调制药剂次数n=3次。 3.1.1.2设计计算

aQ5026753.1.1.2.1溶液池的容积V110.69m3

417bn417103取v1=11.0m

3溶液池分三个格，二用一备，交替使用，药剂溶液池的每格有效容积为5.5m，有效高度2.25m，超高0.5m，每格实际尺寸为L×B×h=2m×2m×2.75m，置于室内地面上。

3.1.1.2.2溶解池容积v2

取溶解池容积为溶液池容积的0.3倍，即V2=0.3V1=0.3×11.0m3=3.3m3 格数与溶液池相同，二用一备，交替使用，单格有效容积1.65m，有效高度取1.7m，超高0.3m。设计尺寸为1m×1m×2m。池底颇度采用2.5%. 3.1.1.2.3溶解池溶解设备

采用中心固定式平桨板式搅拌机，桨的直径为750mm,桨板深度为1400mm，质量200kg，溶解池置于地面以上，池底与溶液池顶相平，溶解后的药液依靠重力，流入溶液池内，溶解池底部设置管径d=100mm的排渣管一根，溶解池和溶液池材料都采用钢筋混凝土，内壁粘贴聚氯乙烯板。 3.1.1.2.4药剂仓库

药库与加药间何建在一起，药库的储备量按最大投药量的30天用量计算，每天需药量M=6.4210410310650kg/d=3.21t/d，堆高1.5m，通道系数采用1+15%=1.15。则仓库的面积=(3.21301.15)/1.5=73.83m2。在仓库内设有磅秤，尽可能考虑汽车运输方便，并留有1.5m宽的过道，药库与加药间合建，平面尺寸为10m9m。

3.1.1.2.5计量设备

设六台活塞式隔膜计量泵，四用二备，单台投加量600L/h. 3.1.1.2.6混凝剂投加

混凝剂投加采用复合循环控制，在加药间内设有一套PLC，在净水厂的进水管设有流量计。在混合反应沉淀池内设有游动电流检测仪。游动电流检测仪的取样点在混合反应沉淀池的出水口处。运行时，投药泵PLC现根据进水流量计的信号控制投药泵自动进行比例投加，然后根据游动电流检测仪反馈的信号进行负反馈控制，调整投药泵的投药量，从而实现投药的复合循环控制。

333.2配水井工艺设计

净水厂内反应沉淀处理工艺分为四组，每组设计两座处理构筑物，设计一座配水井。

3.2.1设计参数 3.2.1.1设计流量

Q=Q/4m3/s=0.19m3/s=11.4m3/min 水力停留时间T=4min

3.2.1.1.2设计计算

配水井体积V=QT=11.4m3/min4min=45.6m3 配水井平面尺寸A=LB326m2

有效水深H=45.6/6=7.6m取H=8.0m,超高0.5m,则井深为8.5m

配水井出水处设溢流堰，采用渠道与混合池连接，渠道的宽度b=1.0m,流速取

Q0.19v=1.0m/s,则有效水深h0.19m 取0.2m

bv11超高取0.3m，渠道深H=（0.2+0.3）m=0.5m，配水井设DN=1200mm溢流管，溢流管溢流水位10m，放空管径DN600mm。

3.3机械混合池工艺设计

混合池设计四组，一期工程和二期工程各两组，每组两个池，与絮凝沉淀池合建在室内。

3.3.1设计参数

33池数n=8座 单池设计流量Q1=Q/8=0.75/8m/s=0.10m/s,混合时间T=65s

3.3.2设计计算 3.3.2.1单池容积V=

3Q1T=0.1065m=6.5m，每座混合池分为两格，每格容积

33为3.3m，单格平面尺寸LB=1m1m，有效水深h=3.3m,超高取0.3m,则池的总高度H=3.3+0.3=3.6m

3.3.2.2机械混合池的桨板尺寸

桨板外缘直径D0=1.2m，桨板宽度b=0.2m,桨板长度l=0.4m,搅拌器离池底距离

h=（0.5~0.75）D0，取h=0.5D0=0.6m,H/B=3.3/1=3.3>(1.2~1.3),则搅拌器

设两层，每层间隔h=（1.0~1.5）D0，取h=1.0D0=1.2m，垂直轴上装设两个叶轮，每个叶轮装一对桨板，为加强混合效果，防止水流随桨板回转，在池周壁上设四块固定挡板，每块宽度b=B/11=1/11=0.1m，其上下缘离水面和池底均为B/4=1/4=0.25m,挡板长=H-23.3.2.3垂直轴转速No(rad)

桨板外缘线速度采用v=2.0m／s,则n03.3.2.4浆板旋转角度

n3.1431.85w03.33rad

303060v60231.85r/min D03.141.2B=(3.3-2×0.25)=2.8m 43.3.2.5浆板转动时消耗功率No

Noc3zbeR4r4408g

e-搅拌器层数，此处e=2

c-阻力系数，c=0.2-0.5，取c=0.3

-水的密度，1000㎏∕m3

Z-桨板数，取z=4（块）

R-垂直轴中心到桨板边缘的距离，R=Do∕2=1.2∕2m=0.6m

r-垂直轴中心到桨板内缘的距离（m），rRL(0.6-0.4)m0.2m g-重力加速度，g=9.8m∕s

11033.33340.22(0.640.24)1.889kw 所以N00.34089.8123.3.2.6转动桨板所需电动机效率N(KW)

浆板转动时的机械总效率0.75转动效率0.75，则

NN01.8893.358kw 选用功率为4.0KW的电动机

0.750.7512

3.4机械搅拌絮凝池工艺设计

由于处理水量较大，采用配有变频调速的电动机的水平轴式等径叶轮机械搅拌絮凝池。

3.4.1设计参数

设计流量Q=0.75m3/s，池数n=8座，单池设计流量Q0.10m3/s，絮凝时间t=20min，池内平均水流采用n=3.3m，超高取0.3m，搅拌器的排数排n=4排。 3.4.2设计计算 3.4.2.1池体尺寸

单池容积VQt0.102060120m3 3.4.2.2池长

Lzh1.2243.3m16.1m，取=16m

1.0-1.5）式中系数，（ Z——搅拌器档数

3.4.2.3池宽B取B=3.0m

V1202.27m Lh163.33.4.2.4搅拌设备 3.4.2.4.1叶轮直径D

叶轮旋转时，应不露出水面，也不触及池底。取叶轮边缘与水面及池底间净空

△h=0.15m,则D=h-2△h=3.3-20.15m=3.0m

3.4.2.4.2叶轮的桨板尺寸

桨板长度取L=0.5m(L/D=0.5/3.0=0.17<0.75满足要求)，桨板宽度取b=0.2m.每个叶轮上设置桨板数4块，共设四排轴，每排轴装四个叶轮，16块桨板。

3.4.2.4.3每排搅拌器上桨板面积与絮凝池过水面积之比 16bl160.20.5Bh33.316﹪<25﹪符合要求 no60V3.4.2.4.4搅拌器的转数

πDo

no-搅拌器的转数（r/min）

V-叶轮边缘的线速度（m/s）,第1至第4V10.5ms,V20.4ms,V30.3ms,V40.2ms

Do-叶轮上桨板中心点的旋转直径=Do=D-b=(3.0-0.2)m=2.8m. 每排搅拌区的转数

noi(i1,2,3,4)为

n60V101D600.583.41r/min 03.142.n60V202D2.7r/min 0n60V303D2.1r/min 0n60V404D1.4r/min 0取n014r/min,n023r/min,n032r/min,n041.4r/min 则各排叶轮半径中心点的实际线速度。

排分别采用

V1πDonno160πDono2V260πDono3V360πDono4V4603.142.84m/s0.586m/s603.142.83m/s0.44m/s603.142.82m/s0.293m/s603.142.81.4m/s0.205m/s60 3.4.2.4.5叶轮旋转时克服水的阻力所消耗的功率No

YKLW322No(21)408

No-叶轮旋转时克服的阻力所消耗的功率（KW）

-每个叶轮上的桨板数目（个），取4个 L-桨板长度（m）,L=0.5m

-叶轮半径 =D0/2=2.8/2=1.4m

-叶轮半径与桨板宽度之差  =-b=1.4-0.2=1.2m W-叶轮旋转的角速度（rad/s),w=2v/D0 k-系数 k/(2g) ρ-水的密度ρ=1000kg/m3

Φ-阻力系数 根据桨板的宽度和长度之比（b/l)确定本设计

b/l=0.2/0.5=0.4<1 取Φ=1.10

表3-1 不同的b/l的 值

b/l <1 1.10 1-2 1.15 2.5-4 1.19 4.5-10 1.29 10.5-18 1.40 >18 2.00  k1.10100056.0729.81所以

2V120.586rad/s0.419rad/sDo2.82V20.4422rad/s0.314rad/sDo2.81342V320.293rad/s0.21rad/sDo2.82V420.205rad/s0.14rad/sDo2.8

Noi(i1、2、3、4)每个叶轮旋转时克服水的阻力所消耗的功率为

456.10.5(1.421.22)3N010.1430.41930.011kw

408N020.14320.1430.31430.004kw N030.1430.1430.2130.0013kwN040.1430.1430.14630.0004kw

2、3、4) 3.4.2.4.6各排轴转动每个叶轮所需的电动机功率Ni(i1、333NiNoi12

Ni-电动机功率(KW) 1搅拌器机械总功率，取10.75

2-传动功率，可采用0.6-0.95，取20.85 各排轴上叶轮的效率为

N1N010.010.016kw

0.750.8512N02N212N030.006kw

N312N040.002kw

N4120.0006kw

3.4.2.4.7每排搅拌轴所需电动机功率Ni

4N140.0160.064kw N14N20.024kwN24N30.008kw N34N40.0024kwN43.4.2.4.8计算GT值

絮凝池的平均速度梯度G值用下式计算

G103P

-1G-平均速度梯度（s）

P-单位时间，单位体积液体所消耗的功，即外加干水的输入功率（KW/m3）

-水的动力粘度（pa.s）,水温按15℃计，1.1410-3pas

其中

4(N01N02N03N04)4(0.010.0040.00130.0004)p0.0005kw/m3

41201030.00051所以G 20.94s31.1410GT=20.94×20×60=2.5104在1104~1105范围内符合要求。

3.5絮凝池与沉淀池合建。

已知：采用平流式沉淀池，近期和远期各设计两组，每组两座，共八座池。 3.5.1设计参数

单池设计流量Q1=0.10m³/s，沉淀时间t=2.5h，水平流速v=11.0mm/s，有效水深h=3.5m。 3.5.2设计计算 3.5.2.1池体尺寸

3.5.2.1.1池容积 VQ1t0.102.53600900m3

3.5.2.1.2池长 L3.6vt3.6112.599m 取L=100m

V9002.57m 取B=3m3.5.2.1.3池宽 B（配合絮凝池便于合Lh1003.5建）

每池中间设一导流墙，导流墙用砖砌，导流墙宽为240mm，则沉淀池每格宽度

B0.2430.24b1.38m

223.5.2.1.4尺子尺寸校核

长宽比 L/B=100/3=33.3>4 （符合设计要求） 长深比 Lh1003.528.610（符合设计要求）

L1001000

vmms11.11mmst2.53600沉淀池水平流速 （符合设计要求）

3.5.2.2进水穿孔墙

为使水流均匀地分布在整个进水截面上，并尽量减少扰动，在沉淀池进口处用砖砌穿孔墙布水（墙长10m，墙高3.8m，用机械刮泥装置排泥，其积泥厚度0.1m，超高0.2m）。 3.5.2.2.1穿孔墙总面积Ω。孔洞处流速采用v0=0.20m/s（为防止絮凝体破碎，孔口流速不宜大于0.15～0.2m/s）。则 Ω=

Qt0.100.5m2 v00.2孔洞个数N。孔洞采用半砖矩形孔眼，尺寸为15cm×8cm。则 0.5N41.67个，实取N=41个

0.150.08Q10.103.5.2.2.2孔眼的实际流速 v00.2m/s

410.150.080.53.5.2.2.3孔眼的布置。水平方向孔眼净间距取400mm，孔眼布置成九排，每排孔眼数为41/9=4个，其所占的宽度为（4×0.15+3×0.40）m=2.0m，剩余宽度为：B-2=（3-2） m=1m，均分在各灰缝中。垂直方向孔眼净距取270mm，最上一排的淹没水深为0.25m，则孔眼的分布高度为H0=（0.25+0.08×9+0.27×8）m=3.13m。池子进水端的花墙距进水池壁的距离为2.0m，至池底部分的花墙不设孔眼。 3.5.2.3集水系统 为保证沉淀池出水均匀出流，本设计采用指形槽收集出水后汇入集水槽。

3.5.2.3.1集水槽。沿池长方向布置八条穿孔集水槽。

B3中心距 a0.375m

880.10槽中流量 q10.0125m3/s

8考虑到池子的超载系数为20%，故每个槽中流量

1.20.01250.015m3/s q11.2q1每条槽的宽度 b0.9q10.40.90.0150.40.168m

为便于施工，取b'=0.2m，槽底为平坡。为保证自由出流，堰口位于槽内水面以

上0.07m，槽起端高取0.15m。采用双侧布水孔，指形槽进水孔孔径为25mm，则单孔面积：ω=0.00049m²，堰口上的水头h'=0.05m，重力加速度g=9.81m/ s²。 单个孔口流量为 q2Q1w0.100.000490.00005m3/s 2gh29.810.05每个槽上开的孔数为

q10.015300个 q20.00005每侧各开150个孔，设开孔中心间距e0=100mm=0.1m，则每条槽的长度l=0.1× 150m=15.0m。 孔口流速 vc0.100.09m/s

80.00049300q10.0150.83m 取h\"=0.9m bvc0.20.09集水槽有效水深h集水槽的总高度H1=0.07+0.15+h+h\"=（0.07+0.15+0.05+0.9）m=1.17m 3.5.2.3.2集水渠。假定集水渠起端水流截面为正方形，则渠的宽度为 b0.9Q0.40.90.100.40.358m 为便于施工取b\"=0.4m。

起点水深H1=0.75×b\"=0.75×0.4=0.3m；

=1.25×b\"=1.25×0.4=0.5m。 终点水深H2渠总高度为H2=H1+0.07+1=（1.17+0.07+0.5）m=1.74m。出水管流速取1.2m/s，则直径取 D0.1040.326m

1.23.14取D=400mm

3.5.2.4排泥系统：采用虹吸式机械吸泥机排泥，栅车行走速度v=1.0m/min。 3.5.2.4.1干污泥量

Q64200Q干(1000-10)10-6(1000-10)10-67.94m3/d

883.5.2.4.2污泥量。设污泥含水率为98%，则

QsQ干7.94397m3/d16.54m3/h

1-98%0.023.5.2.4.3吸泥机往返一次所需时间 t2l2100200min v1.03.5.2.4.4设虹吸管排列数为z=10根，管内流速v1=1.5m/s，单侧排泥最长虹吸管长l=16.5m。采用连续式吸泥，虹吸管管径为

d4Qs416.5410319.75mm v1z3.141.5103600选用DN20mm的水煤气管，管内流速V1=1.46m/s

3.5.2.4.5吸口的断面。吸口的断面与管口的断面积相等。

3.140.0220.0003m2 已知吸管的断面积 A44d2A0.00030.0015m l0.23.5.2.4.6吸泥管路水头损失计算。进口ξ1=0.1，出口ξ2=1，90°弯头ξ3=1.975×2。

设吸水口长l\"=0.2m，则吸口的宽度 b1.520.58m 则局部水头损失 hi(0.111.9752)29.81lv1222.51.520.0263.35m 管道部分水头损失hgd2g0.0229.81总水头损失h1=hi+hg=（0.58+3.35）m=3.93m。考虑管道使用年久等因素，实际水头损失H1=1.3h1=1.3×3.93m=5.109m，排泥槽总长取96m，槽宽取1.0m，深取1.0m。引流泵选用YQX-5型潜水泵。

0.7BLh0.50.731003.50.5沉淀池放空管直径 d0.165m

t43600取d=200mm

3.5.2.5沉淀池水力条件校核 水力半径Rwbh800350186.67cm 2hB2350800v21.120.67105 弗劳德数FrRg186.679.81该值稍小于1×105，基本满足。 絮凝沉淀池合建在室内。

3.6双阀滤池的设计计算

已知：日处理水量6万m3/d，分两期实施，每期3万m3/d，管廊按6万m3/d水量进行设计，水厂自用水系数为5%，进行双阀滤池工艺设计。

m2）主要设计数据：滤速v=8m3/h；冲洗强度q=15L/（s·；冲洗历时t=6min=0.1h，

每天冲洗1次；滤池工作周期T0=24h。

3.6.1滤池主体计算 3.6.1.1滤池面积 一期设计水量为

Q1.053000031500m3/d滤池24h连续运转，每天冲洗1次所需时间取0.2h

（包含冲洗时阀门启闭时间，但未考虑排放初滤水时间），则滤池每天实际过滤时间为T=（24-0.2）h=23.8h。 过滤总面积

Q31500A165.4m2

Tv23.88滤池个数取n=5个，按单排布置，但管廊按6万m3/d水量双排布置进行设计。 则每个滤池面积

A165.4F33.1m2

n5取每个滤池长为L=9.0m，则每个宽B=F/L=33.1/9.0m=3.68m，取B=4.0m，被中间配水干渠分成两格。滤池长宽比为L/B=2.25。 校核实际滤速

31500v7.35m3/h

23.8549强制滤速

nv57.35v强9.19m3/h

n-15-13.6.1.1.2滤池高度H 配水支管中心距池内底高 H1=0.15m 承托层厚度 滤料层厚度 砂面上水深 池 超 高 池顶走道板厚 表3-6-1

所以，滤池总高度

HHHHHHH123456 H2=0.45m H3=0.80m H4=1.80 H5=0.30m H6=0.10m 0.150.450.801.800.300.10m3.60m

根据流程要求，设计滤池内底标高-0.20m则池顶标高为3.40m。 3.6.1.1.3滤池冲洗系统

单池冲洗流量

q冲Fq341510-30.51m3/s

洗砂排水槽中心间距采用a=2.2m 每格排水槽条数

L9.0n条4.1条1a2.2 取n1=4条

每条排水槽长

lB2422m

排水槽采用三角形槽底断面形式，为了施工方便，排水槽底做成水平。 每条排水槽出口流量Q1排水槽断面模数

q冲0.510.1275m3/s n140.45Q10.40.450.12750.40.2m

排水槽设置高度：

排水槽底厚采用δ=0.06m，保护高0.07m，滤料膨胀率e=45%，则槽顶位于砂面高度

He=eH3+2.5χ+δ+0.07=（45%×0.8+2.5×0.20+0.06+0.07）m=0.99m 即洗砂排水槽顶面标高为[（0.15+0.45+0.80+0.99）-0.2]m=2.19m，排水槽外底标高为1.63m。

核算排水槽面积：排水槽平面总面积与单个滤池面积之比： 242l2420.220.180.25

BL49废水渠采用矩形断面，渠宽采用b=0.9m，采用平底以方便施工管理。 渠底距排水槽外底高度

2q冲0.5123Hc1.7331.730.55m 22gb9.810.9渠底标高为（1.63-0.55）m=1.08m。渠顶与滤池顶相平，则排水槽总高度为

（3.40-1.08）m=2.32m。 3.6.1.1.4滤池配水系统计算

3.6.1.1.4.1配水干渠。大阻力配水系统的配水干管采用方形断面暗渠结构。干渠始端流速v干=1.0m/s，干渠始端流量q冲=0.51m3/s，干渠断面积

w1q冲0.510.51m2 V干1.0配水干渠采用与废水渠同宽，b=0.9m，则干渠高为0.9m，取1.14m，干渠壁厚采用0.2m。

3.6.1.1.4.2配水支管

支管中心距采用s=0.25m，支管总数

2L29n根72根2s0.25

支管起端流量

q支q干0.510.007m3/s n272支管直径采用d2=100mm，支管断面积

22d0.00785m24

支管起端流速v2支管长度

Bl22m

2核算l2d2=2/0.1=20<60

3.6.1.1.4.3支管孔眼

滤池开孔比取α=0.25%，则孔眼总面积

fF0.25%340.085m2

4q240.0070.89m/s d223.140.12孔径采用d0=9mm，单孔面积

2123.140.09252dm6.3610m0044

n3f0.0851337个 5w06.3610孔眼总数

每支支管孔眼数（支管两边交错开孔）

nn43133718.6个 取n4=19个

n272孔眼中心间距s02l1220.21m n419实际孔眼总面积

f6.3610519720.087m2

孔眼平均流速

qv0冲0.515.9m/s

f0.087ff0.0870.087校核 0.0530.29 wnw0.51720.007851222222满足均匀配水要求

3.6.2冲洗水供给系统计算 在滤池管廊中设水箱补给水泵，直接从清水渠中抽水送到滤池控制室的屋顶水箱中

3.6.2.1水箱容积

V1.5qFt0.0915346275.4m3

取水箱水深为h深=2.0m，则水箱面积

F箱280/2140m2

水箱宽与管廊相同，取为B箱=8.0m，水箱长L箱=17.5m。 3.6.2.2水箱设置高度

水箱底至洗砂排水槽的高度计算公式

Hh1h2h3h4h5

水箱至滤池间冲洗管道水头损失h1（按最不利一格计算），布置见滤池附图平面图。

管道冲洗流量q冲=0.51m3/s，管径采用DN700，管道长约为40m。查水力计算表得：v冲=2.1m/s，i=7.54‰。冲洗管道的配件和局部阻力系数列于后表。

冲洗管配件及局部阻力系数 配件名称 数量 局部阻力系数 备注 水箱处管道进口 1 0.5 因一格冲洗时，90°弯头 1 0.6 其余连接阀门关DN700蝶阀 2 0.2×2=0.4 闭，故DN700×300DN700×700三通 2 1.5×2=3.0 四通及DN700×DN700×700四通 3 （0.1×2）×700四通只作为直DN700×300四通 1 3=0.6 流式进行计算 DN700×400四通 1 0.1×2=0.2 DN700管道出口 1 0.1 1.0 合计∑ζ 6.4

冲洗管道水头损失

22v7.542.1hil406.4m1.74m12g100029.81

配水系统水头损失

q1151hm4.77m2102g100.620.2529.81

22承托层水头损失

h0.022qz0.022150.45m0.15m3

滤料层水头损失

2.651h1mL10.450.8m0.73m1

s400其中，ρs为滤料密度，石英砂ρs=2.65t/m3； ρ为水的密度ρ=1.0t/m3；m0为滤料膨胀前空隙率，取m0=0.45；L0为滤料层厚度，L0=0.8m；备用水头取

h5=1.0m。

所以H=（1.74+4.77+0.15+0.73+1.0）m=8.39m

取为8.4m。即冲洗水箱底距滤池洗砂排水槽口高度应为8.4m，标高为10.69m。

3.6.3管渠系统计算

管廊按照6万m3/d进行计算，即滤池按每边5个成双对称布置。 3.6.3.1反冲洗进水管渠

由上述计算得知，冲洗进水总管和支管均为DN700，流速2.1m/s。 3.6.3.2清水出水管渠 每个滤池清水出水流量

33QvF8.17543600ms0.122ms

查水力计算表得，清水支管直径为DN=400mm，流速0.97m/s。 清水总渠流量

231500Q总0.729m3/s

243600采用出水总渠宽B出水=1.2m，流速v出水=1.0m/s，则出水渠水深

h出水Q总0.7290.61m

B出水V出水1.21.0取出水总渠高为0.6m。

3.6.3.3进水渠 进水渠流量为

31500Q进水0.36m3/s

243600进水渠宽取B进水=0.6m，进水渠流速取v进水=0.70m/s，进水渠水深为

h进水Q进水0.360.86m

B进水v进水0.60.7进水管采用DN900，流速0.96m/s。

3.6.3.4反冲洗排水渠

排水流量Q排水=0.51m3/s，排水渠宽取B排水=0.6m，排水渠水深取h排水=1.0m，则流速为

v排水Q排水0.510.85m/s0.6m/s

B排水h排水0.61.0废水排水管采用DN1000，流速为1.03m/s（按满流计算）。

3.6.4虹吸管计算 3.6.4.1进水虹吸管 每个滤池进水流量

Q进虹=Q进水/5=0.36/5m3/s=0.072m3/s

取虹吸管流速为v进虹=0.6m/s，则虹吸管断面积为

w进虹Q进虹0.0720.12m2 v进虹0.6采用虹吸管断面为500mm×400mm，实际流速为v’进虹=0.61m/s。

进水虹吸管局部水头损失

22v0.61进虹h1.221.20.520.51.0m0.057m90进局进口出口2g29.81

虹吸管沿程水头损失可按折合成圆形管的阻力计算。 矩形管的水力半径

0.50.4Rm0.11m进虹20.50.4

矩形管的阻力可以按直径为4R进虹=0.44m，即约为DN450的圆管计算。根据Q

进虹=0.072m3/s、DN450查表得，v进虹=0.77m/s，i进虹=1.90‰，进水虹吸管长约1.5m。则虹吸管沿程损失为1.90‰×1.5m=0.003m。进水虹吸管总水头损失约为0.06m。

3.6.4.2排水虹吸管

虹吸管排水流量Q排虹=0.51m3/s，取虹吸管流速为v排虹=2.3m/s，则虹吸管断面积为w排虹Q排虹0.510.222m2 v排虹2.3采用虹吸管断面为700mm×500mm，实际流速为v’排虹=2.31m/s。

虹吸管尺寸及具体布置见图。进口端距池子进水渠底0.2m。出口端伸入排水渠0.8m（标高为-0.3m）。虹吸管顶的下部与滤池水面相平（标高为3.0m），排水渠水封堰标高与虹吸进口端相平（标高为-0.3m）。 虹吸管出口端最小淹没深度为 [0.3-(-0.3)]m=0.6m 排水虹吸管局部水头损失

22v2.31排虹h1.221.20.520.51.0m0.816m90进口出口排局2g29.81

排水虹吸管长为5.9m。参照进水虹吸管计算，沿程水头损失可按DN600钢管的水头损失估算。查表得i排虹=17.1‰，则虹吸管沿程损失为17.1‰×5.9m=0.101m。排水虹吸管总水头损失约为0.92m。

3.7加氯间的设计

采用液氯消毒，由于B水库取水口处已设有前加氯，故净水厂内按一点加氯设计，并考虑在送水泵房吸水井内实行季节性补氯，加氯点设在滤池——清水池的进水管上。

3.7.1设计参数

10md=2675m/h=0.75m/s。设计水量为Q=6.42设计加氯量a=1.5mg/l,补

4333氯量按a11.0mg/l计，仓库储氯量按30天计算。

最大加氯量为Q0.001Q0.0011.52675m3/h=4.0125m3/h 最大补氯量为Q0.0011Q0.0011.02675m3/h2.675m3/h 所以总加氯量Q=QQ=4.0125+2.675=6.6875kg/h

储氯量G=30×24Q=30×24×6.7=4824kg

采用容量10000kg的液氯钢瓶共18只，另设中间氯瓶一只，以沉淀氯气中的杂质和防止水流进氯瓶，加氯间设八只氯瓶，根据压力自动切换交替使用，氯瓶库储存10只。

采用0-10kg/h的复合循环真空加氯机六台，四用两备（一期工程三台，二用一备）利用备用加氯机进行补氯，加氯机采用复合循环自动控制，在滤池出水管上设有流量计，并由抽样泵从清水池内取样监测余氯。 加氯间、氯库

3.8清水池设计

3.8.1清水池

已知设计水量Q=6万m3/d水厂清水池有效容积VcV调节V安全储量V消防储量。对于配水官网中无调节构筑物的清水池，有效容积VC可按最高日用水量的10％~20%，鉴于本设计实际情况取15%Q,则VC=15%Q=0.15×6万m3=9000m3。

设四座矩形清水池，每座容积V=2250m3，每座平面尺寸30m×20m，有效水深为3.75m,超高0.5m，池深4.25m，其管路包括进水管、出水管、溢流管和放空管。 进水管流速v11.1m/s，直径D1取进水管直径DN=450mm

出水管流速v20.9m/s，直径D2取出水管直径DN=500mm

溢流管与进水管直径相同D3=450mm

为保证清水池1—2h放空，按《净水厂设计》经验取值，放空管直径D4=500mm 本工程中池顶设有九个通气孔，设在池的两侧，通气管直径为200mm，池顶覆土厚度为1.0m通气孔中的通气管管口高出池顶覆土700mm~1200mm，气孔上有防护网以防蛀虫，蚊蝇闯入，其构造还应避免雨水的进入。 清水池设有两个检修孔（人孔），检修孔的直径为800mm

4Q40.170.45m v13.141.14Q40.170.49m v23.140.93.9送水泵房设计

3.9.1送水泵房

3.9.2回流调节池及回流泵房

净水厂内滤池总过滤面积为165.4m3，设计按每12~24h冲洗一遍所有滤池。每格滤池单独冲洗时间t15min，冲洗水量Q反水0.51m3/s

VQ反t80.5156081224m3

由于滤池反冲排水的浊度较低，故在设计中考虑将这部分水量重新进行处理后予以回收，设计中滤池共为5格，每格所用反冲洗水量容积1224/5=244.8m3，故回流调节池的容积设为V=500m3，选用300QW800-15型潜污泵五台（四用一备）。 回流调节池池底标高1033.45m，配水井水位标高1042.3m，水泵所需静扬程为8.85m，T区回流管道采用DN500mm的钢管：长度为400m，经计算管道水头损失

为9m。

V5002.5m BL1020为防止回流调节池内产生沉淀，在池内设有潜水搅拌机，为检修方便，在泵房上方设有电动葫芦，起重量为2t。 3.9.3污泥调节池及回流泵房

调节池的平面尺寸为B×L=10m×20m，有效水深：H据此，净水厂处理规模为Q=64200m3/d，进水厂原水浊度d1200度，絮凝剂投加量q=50mg/l沉淀出水浊度d25度，净水厂每天在沉淀工艺所截留的污泥固体量为w(d1d2q)Q15.73t， 610干污泥密度ρ=1.0t/m3，污泥含水率按99.5%计，污泥量为：

w1w/(199.5%)3146m3/d

在汛期B水库来水浊度d3=500度时，净水厂每天在沉淀工艺所截留的污泥固体期为w(d3d2q)Q34.99t 610净水厂最大污泥量为46652m3/d

沉淀池采用虹吸式刮吸泥机排泥，吸泥机行走速度为1.0/min。排泥时单程所需时间为100min，污泥泵房内设有WQ950-20-90型潜污泵三台，单泵流量为950m3/h，正常情况下一用两备。

按沉淀池每3h排泥一次计算，每次排泥3146/8m3=393.25m3，在沉淀池吸泥机工作期间（按单程计算）。一台泵的排泥量为1500m3，则所需污泥调节池容积为1122m3。故设污泥调节池容积为1210m3，特殊情况时视沉淀池排污量确定排污泵的工作台数。

该水厂距小黑河3.50km，水厂内污泥调节池底标高1031.75m，小黑河供水为标高为1037.10m，污泥泵房排泥管为两根DN500mm的混凝土管。一期工程先敷设一根。

污泥调节池和污泥泵房设计参数为： 污泥调节池平面尺寸为24m×12m，污泥调节池有效水深4.20m，污泥泵房内设替水泵性能为q=950m3/h，扬程H=22m，功率N=90kw

3.9.4雨水泵房

雨水泵房设在水厂南侧，泵房内设有三台潜水轴流泵，其中一台为700ZQB-70型，用以排除雨水，另外两台为900HQB-50型（一期工程先上一台），用以排除清水池溢流水。

雨水泵房出水管为两根DN1400mm混凝土管，排入大黑河，大黑河距净水厂约600m，经计算，当清水池发生溢流时，管道水头损失为0.94m，雨水泵房前池最低水位1032.98m，大黑河50年一遇洪水位1038.56m。水泵所需静扬程为5.58m 雨水泵房前池平面尺寸18m×9m，有效水深2.1m

4 附属建筑物设计

净水厂内建有综合楼、食堂、机修间、仓库、汽车库、锅炉房等附属建筑物。建筑物面积见下表

水厂附属建筑物一览表 序号 建筑物名称 序号 建筑物名称 建筑面积m2 建筑面积m2 1 2 3 4 合计 综合楼 食堂 机修间 仓库 3400 800 896 474 5 汽车库 6 锅炉房及浴池 7 自行车棚 8 篮球场 7555 340 745 200 700 5 水厂总图设计

5.1水厂平面布置

T区占地面积230520m2，南北长510m，东西宽425m

净水厂总建筑面积为68890m2，其中附属建筑面积为9597m2，生产和辅助建筑面积为59293m2。

5.2 水厂高程布置

地形标高一般为1034-1036（市独立高程），厂区室外设计地坪标高为1036.80m，高于场外自然地面。净水厂配水井水位设计标高1042.3m。清水池设计水位标高1036.80m。厂区处理构筑物水头消耗为5.5m。

5.2.1水头损失计算

处理构筑物中的水头损失

表5-1-1 构筑物名称 水头损失（m） 构筑物名称 水头损失（m） 进水井格网 0.2-0.3 无阀滤池、虹吸滤池 1.5-2.0 絮凝池 0.4-0.5 移动罩滤池 1.2-1.8 沉淀池 0.2-0.3 直接过滤滤池 2.0-2.5 澄清池 0.6-0.8 普通快滤池 2.0-2.5 连接管道水头损失：按沿程水头损失和局部水头损失计算 5.2.1.1清水池至滤池的水头损失h1

两组滤池，每组流量Q=0.375m3/s；流速V=0.9m/s；管长L=50m；管径D1=1.2m；每组流量Q1=0.375m3/s；流速V1=0.9m/s；管长L1=40m。管道沿程水头损失

hf110.67Q1.852L1.8254.87CD

C-系数，钢管C=120

1.8521.85210.670.755010.670.37540所以hf0.0085m 1.8524.871.8524.8711201.61201.2V2hj1i,-局部阻力系数（见表）2g局部水头损失 g-自由落体加速度（m/s2）

所以

hj11.027.76m0.40m29.81

名称 表5-1-2管配件局部阻力系数 名称 值 0.5 3×1.05 1.5+1.5 0.05 Φ1600闸阀按全开考虑 各池进水管进水口 合计 值 0.06 1.0 7,76 各池出水管入口 90°弯头 等径T字管+减缩管 1200闸阀按全开考虑

由于滤池通过计量井到清水池，此间水头损失设为0.3m。所以

h1hf1hj10.30.00850.40.30.71m 清水池水位标高1036.8m，滤池中清

水堰上水头标高（1036.8+0.71）m=1037.51m，过滤水头标高1.6m，滤料厚度为1.0m，故滤池最高水位标高为：（1037.51+1.6+1.0）m=1040.11m，进水渠常水位标高1040.11m。

5.2.1.2沉淀池与滤池之间的水头损失h2

沉淀池分别由DN900mm的出水管送水至滤池。管径D=0.9m，流量Q=0.10m3/s,

10.670.11.852850.003m 流速V=1.03m/s,管长L=85m，沿程水头损失hf21201.8520.94.87hj2V2(123)2g

局部水头损失

1-滤池出水管入口的局部水头损失系数，取值0.5 ，

2-四个90°弯头的局部水头损失系数，取值1.05 ， -滤池进水管进水口的局部水头损失系数，取值1.0

21.03所以 hj20.541.051.0m0.31m29.81

则h2=0.003+0.31=0.313m

沉淀池出水槽水位标高为（1040.11+0.40）m=1040.51m

沉淀池水头损失为0.3m，则沉淀池的进水水位标高：（1040.51+0.3）m=1040.81m；絮凝池内的水头损失0.5m，絮凝池进水水位标高：（1040.81+0.5）m=1.41.31m 5.2.1.3絮凝池到混合吃进口之间的水头损失h3

因混合池、絮凝池和沉淀池合建，所以只需计算局部水头损失：

3V2hj3(12)2g

1-混合池出水管入口的局部水头损失系数，取值0.5 2-絮凝池进水管入口的局部水头损失系数，取值1.0

hj31.02(0.51.0)m0.08m29.81

所以

由此得：混合池出水口水位标高：（1041.31+0.08）m=1041.39m，混合池内的水

头损失为0.3m，则混合池进水口水位标高：（1041.39+0.3）m=1041.69m 5.2.1.4混合池至配水井之间的水头损失h4

配水井出水由一根DN1200mm的出水管通过三通管连接到两根DN800mm的管道后送水至混合池。管径D=1.2m，流量Q=0.10m3/s,流速V=1.1m/s。

沿程水头损失中考虑有可能要增大从混合池—絮凝池—沉淀池—滤池之间的水

头差，故设其水头损失为0.2m。局部水头损失：

hj4hj4V2i2g i16于是

1.02(0.521.050.30.050.061.0)m0.34m29.81

计算得

h4hf4hj4(0.20.34)m0.54m

配水井水位标高：（1041.69+0.54）m=1042.23m

5.2.2高程布置

净水厂各构筑物设计标高为：

配水井水位标高1042.23m，配水井底面标高1034.23m

混合池进水口标高1041.69m,混合池出水口标高1041.39m。 絮凝池进水口标高1041.31m，絮凝池出水口标高1040.81m。

沉淀池进水口标高1040.81m，沉淀池出水口标高1040.51m。 双阀滤池进水口标高1040.11m，v型滤池出水口标高1037.51m。 清水池水位标高1036.80m。

5.3水厂处理成本估算

5.3.1水厂工程造价

水厂工程造价计算依据建设部建标[1996]628号《市政工程可行性研究投资估算编制办法》所要求的文本格式、内容、建设部建标[1996]309号《全国市政工程投资估算指标》，结合国家计委建设部文件“计价格[2002]10号”《工程勘察设计收费标准》2002修订本，以及现行的法律、法规投资政策等进行编制。 5.3.2单项构筑物工程造价计算 5.3.2.1第一部分费用

第一部分费用包括建筑工程费：设备、器材、工具等购置费；安装工程费。可查有关给水工程投资估算、概算指标确定。

根据《给水排水设计手册》中页表给定的指标计算，各单项构筑物工程造价见下表。

主要构筑物投资（第一部分费用）

（单位：万元）

序号 名称 投资计算 序号 名称 投资计算 1 配水井 1237×11 变配电间 1225.88×340m3=42.01792m3=2196 .68 2 混合絮凝沉89.4×12 机修间 885.51×淀池 428000=3824480m3=3966.32 .71 3 双阀滤池 54.24×13 仓库 854.95×428000=2322370m3=2021.47 .63 4 清水池 347.72×14 综合楼及 1108.63×60000m3=20控制室 51000m3=5686.32 54.01 5 二次泵房 38.13×15 职工宿舍 1108.63×428000=16314400m3=151.96 96.43 6 回流泵房及 89.68×16 输配电工程 50.85×回流调节池 3739=33.53 428000=2176.38 7 雨水泵房 30 17 车库 6.4×428000=273.92 8 鼓风机房 3220.38×18 设备购置 35.59×500m3=161.及安装 428000=15102 4.69 9 加药间 10 加氯间 1548.83×19 5610m3=868.89 1490.79×20 1197m3=178.45 锅炉房 合计 1872.96×3725m3=697.68 23912.15

5.3.2.2第二部分费用

第二部分费用包括建设单位管理费、征地拆迁费、工程监理费、供电费、设计费、招投标管理费等。根据有关资料统计，按第一部分费用的50%计，即 23912.15万元×50%=11956.08万元 5.3.2.3第三部分费用

第三部分费用包括工程预备费、价格因素预备费、建设期贷款利息、铺底流动资金

工程预备费按第一部分费用的10%计，则23912.15万元 ×10%=2391.22万元； 价格因素费用按第一部分费用的5%计，则23912.15万元×5%=1195.61万元； 贷款期利息按贷款、铺底流动资金计，按第一部分费用的20%计，则23912.15万元×20%=4782.43万元；

第三部分费用合计（2391.22+1195.61+4782.43）万元=8369.26万元。 5.3.2.4工程总投资合计

工程总投资=第一部分费用+第二部分费用+第三部分费用=（23912.15+11956.08+8369.26）万元=44237.9万元。 5.3.3水处理成本计算

净水厂处理成本包括水资源费（原水费）、动力费、药剂费、工资福利费、折旧提成费、检修维护费及其他费用等。

5.3.3.1原水费E1，按设计指示书中的规定选用，即

E1=365Qk1e/k2=365×400000（1+0.07）×0.6万元/年=9373.2万元/年 Q-最高日供水量（m3/年）； e-原水单价（元/m3）；

k1-考虑水厂自用水的水量增加系数，k1=7%； k2-日变化系数，取k2=1.0。 5.3.3.2动力费E2，以各级泵电动机的用电量为基础，厂区其他用电设备按增加5%考虑，电费计算为

H-工作扬程，包括一级泵房、二级泵房、加压泵站、回流泵房、鼓风机房等的全部扬程（m）；

d-电费单价[元/（kW·h）]；

η-水泵和电动机效率，一般采用70%-80%，本设计采用75%。

E21.05QHd1.05400000277.190.4万元年6209.06万元年k20.751.0

5.3.3.3药剂费E3

a1-聚合铝混凝剂，a1=50mg/L； a2-消毒剂氯，a2=1.5mg/L；

b1-聚合铝单价，b1=500元/t； b2-氯的单价，b2=600元/t。

E3365Qk13654000001.07505001.5600万元年404.61万元年abab1122106k21061.0

5.3.3.4工资福利费E4

A-职工每人每年的平均工资及福利费[元/（人·年）]； N-职工定员。

E4AN10000232元年232万元年 5.3.3.5折旧提成费E5 S-工程总投资（万元）； P-综合折旧提成费（%），一般采用6.5%。

E5SP44237.496.5%万元年2875.44万元年5.3.3.6检修维护费E6

E60.01S0.0144237.49万元年442.37万元年

5.3.3.7其他费用（包括税款，行政管理费、辅助材料和流动资金利息等）E7

E70.1E1E2E3E4E5E6

0.19373.26209.06404.612322875.44442.37万元年

1953.67万元年

5.3.3.8综合成本为 年处理成本： 年处理量： 单位处理成本

EE1E2E3E4E5E6E721490.35万元年

365Q365400000104万t14600.0万tQk1.02

EQ1.47元m

3水

参考文献

《给水工程》（第四版） 严煦世 范瑾初主编 中国建筑工业出版社1999