城市污水处理的工艺流程设计
一、设计题目
某城市污水处理工程设计规模为：处理水量Q=5.0×104m 3/d, 污水处理厂设计进水水质为：BOD 5=120 mg/L ，COD Cr =240 mg/L ，SS=220 mg/L ，NH 3-N=40 mg/L ，TP=2.0~3.0mg/L;出水水质执行《污水综合排放标准》（GB 8978-1996） 一级标准，即COD Cr ≤60 mg/L，BOD 5≤20mg/L，NH 3-N ≤15mg/L，SS ≤20mg/L，磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L。要求相应的污水处理程度为：E CODcr ≥75%，E BOD5 ≥83.3%，E SS ≥90.9%，E NH3-N ≥40%，E P ≥75%-83.3%。 1、设计水质及处理后排放水质 ①设计处理水量：
日处理量： 50000m 3/d 秒处理量： 0.579m 3/s Q =
50000
=0. 579m 3/s =578. 70L /s
24⨯3600
根据《室外排水设计规范》，查表并用内插法得：K
z =1. 38
所以设计最大流量:
Q max =K z ⨯Q =1. 38⨯50000=69034m 3/d =2876. 4m 3/h =0. 799m 3/s
②确定其原水水质参数如下：
BOD 5=120mg/L COD cr =240 mg/L SS=220 mg/L NH 3-N=25 mg/L TP=2.0-3.0mg/L ③设计出水水质
符合城市污水排放一级A 标准：
BOD 5≤20mg/L COD cr ≤60 mg/L SS ≤20mg/L
NH 3-N ≤15mg/L
磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L
④污水处理程度的确定
根据设计任务书，该厂处理规模定为：50000m 3/d 进、出水水质:
2、工艺流程图
污水处理系统的设计——改良型氧化沟
一、中格栅井及提升泵房
进水闸井：2.0×4.0×7.0（H ）m 3 中格栅井：7.0×4.0×7.0（H ）m 3 分2组
1、中格栅设计参数
设计流量Q=5.0×104m 3/d=2.08×103m 3/h=0.579m3/s 栅前流速v 1=0.7m/s，过栅流速v 2=0.9m/s 格栅间隙e=30mm ，格栅倾角α=75° 栅条宽度s=0.01m，栅前部分长度0.5m 2、中格栅计算草图如下
3、中格栅的设计计算 栅条间隙数：
n 中=
Q max
e hvm
式中：n 中—中格栅间隙数
Q max —最大设计流量，中格栅分两台，0. 799m 3/s
e —栅条间隙，取 30mm ，即 0.03m ；
h —栅前水深，取0.4m v —过栅流速，取 0.9m/s；
α—格栅倾角，取75︒；
m —设计使用的格栅数量，本设计中格栅取使用 2 道
n 中=
0. 799⨯sin 75︒
=36.4，设计取37根
0. 03⨯0. 4⨯0. 9⨯2
②栅槽宽度
B =s (n 中-1) +en
式中：B —栅槽宽度，m ； s —格条宽度，取0.01m 。
B =0. 01⨯(37-1)+0. 03⨯37=1. 47m 取B =1. 5m
③中格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度 L1
根据最优水力断面公式B 1=
Q max 0. 799
==1. 11m 2vh 2⨯0. 9⨯0. 4
设进水渠宽B 1=1. 11m ，渐宽部分展开角α1=20︒
L 1=
B -B 11. 5-1. 11
==0. 54m
2tan 20︒2tan 20︒
④中格栅与提升泵房连接处渐窄部分长度 L 2
L 2=
L 1
=0.27m 2
⑤中格栅的过栅水头损失
v 2
h 中=k β(s /b ⋅⋅sin α
2g
43
式中：h 中—中格栅水头损失，m ；
β—系数，当栅条断面为锐边矩形断面，为2.42； k —系数，一般取 k=3。
0. 9⎛0.01⎫
h 中=3⨯2. 42 ⨯⨯sin 75︒=0. 067m ⎪
⎝0.03⎭2⨯9. 81
43
2
⑥栅后槽总高度
设栅前渠道超高h 2=0.3m，
有H =h +h 中+h 2=0. 4+0. 067+0. 3=0. 767m ，
为避免造成栅前涌水，故将栅后槽底下降h 中作为补偿。 ⑦栅槽总长度
L =L 1+L 2+0. 5+1. 0+式中：L —栅槽总长度，m ；
L 1—中格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度，m ；
h +h 2
tan 75
L 2—中格栅与提升泵房连接处渐窄部分长度，m 。
L =0. 54+0. 27+0. 5+1. 0+
⑧每日栅渣量
w =
Q max ⋅w 0⋅86400k 总⨯1000
0. 7
=2. 50m
tan 75︒
式中：w —每日栅渣量，m 3/d
w 0—栅渣量，m 3/103m 3污水，当栅条间隙为16~25mm，w 0=0. 10-0. 05m 3/103m 3污水；当栅条间隙为30~50mm，w 0=0. 03-0. 01m 3/103m 3污水。取
w 0=0. 01m 3/103m 3污水 w =
0. 799⨯0. 01⨯86400
=0. 50m 3/d >0. 2m 3/d ，故采用机械清渣。
1. 38⨯1000
4、格栅除污机的选择：
根据计算，可选用CH 型正靶回转式格栅除污机，主要技术参数：
表 HG-1500型回转式格栅除污机技术参数
5污水经提升后入细格栅渠及旋流沉砂池，然后配水井，通过生物脱氮除磷氧化池、二沉池及接触池，最后由出水管道排出。
当流量小于2m 3/s时，常选用下圆上方形泵房。 本设计Q max =0. 799m 3/s ，故选用下圆上方形泵房。 计算草图：
设计计算： （1）、流量的确定
Q max =0. 799m 3/s =799L /s
本设计拟定选用 5 台泵（4 用 1 备），则每台泵的设计流量为：
Q =Q max /n =799/4=199. 75L /s =719. 1m 3/h
（2）、扬程的估算
（1）平均地面标高20.00m ，进水管管底标高：15.00m ，管径DN=1200mm，则管道埋深为20.00-15.00-1.2=3.8m
（2）进口平均流量为799L /s ，假设充满度为0.75，查水力学图，流速为0.85m 3/s，i =0. 00057
（3）进水管头损失h 1，设有一个全开阀门。则
v 120. 852 h 1=ξ1=0. 37⨯=0. 0136m
2g 2⨯9. 81
（4）假设选用泵的扬程为8m ，查手册，可采用300QW900-8-37潜水排污泵。
表 250QW600-7-22潜水排污泵技术参数
排出口径 流量 扬程 转速 功率 效率 重量 （kg ） 1150
（mm ） （m 3/h） （m ） 300
900
8
（r/min） （kW ） （%） 980
37
84.5
（5）总扬程核算： ∆h =20-(15+1. 2⨯0. 75-0. 0133) =4. 11m 经过中格栅的水头损失为0.041m
出水管 Q =799/2=399. 5L /s 取900mm 的钢筋混凝土管，查水力学图，设h /D =0. 70，则v =0. 85m /s ，i =0. 00084
出水管头损失h 2 ，根据泵的选型，设有两个90º的弯头，一个三通，一
2
v 20. 852
个截止阀，则h 2=ξ2=8. 5⨯=0. 313m
2g 2⨯9. 81
泵外管线水头损失，拟建25m 管长至处理构筑物，则
h =25⨯0. 00084=0. 021m
考虑安全水头0.5m ，站内管线水头损失为1.5m ，则扬程
6+0. 313+0. 021=6. 4573m
符合所选泵，故可选择300QW900-8-37潜水排污泵。 二、计量井
电磁流量计：Q=0~3000 m3/h，Φ=800mm,2台 三、细格栅渠及旋流沉砂池 细格栅渠： 1、设计参数：
设计流量Q max =0.799 m3/s
栅前流速v 1=0.7m/s，过栅流速v 2=0.8m/s 栅条宽度s=0.01m，格栅间隙e=10mm 格栅倾角α=70° 2、计算草图如下
进水
图3 细格栅计算草图
3、细格栅的设计计算 ①栅条间隙数：
n 细=
Q max sin α
e 细hvm
式中：n 细—细格栅间隙数
Q max —最大设计流量，0. 799m 3/s e 细—栅条间隙，取 10mm ，即 0.01m ；
h —栅前水深，取0.4m v —过栅流速，取 0.8m/s；
α—格栅倾角，取70︒；
m —设计使用的格栅数量，本设计中格栅取使用 2 道
n 细=
0. 799⨯sin 70︒
=121. 02 取122根
0. 01⨯0. 4⨯0. 8⨯2
②栅槽宽度
B =s (n 细-1) +en
式中：B —栅槽宽度，m ；
s —格条宽度，取0. 01m 。
B =0. 01⨯(122-1)+0. 01⨯122=2. 43m 取B =2. 5m 细格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度 L 1 根据最优水力断面公式B 1=
Q max 0. 799
==1. 11m 2vh 2⨯0. 9⨯0. 4
设进水渠宽B 1=1. 11m ，渐宽部分展开角α1=20︒，
L 1=
B -B 12. 5-1. 11
==1. 91m
2tan 20︒2tan 20︒
④细格栅与出水渠道连接处渐窄部分长度 L 2
L 2=
L 1
=0. 96m 2
⑤细格栅的过栅水头损失
v 2
h 细=k β(s /b )⋅⋅sin α
2g
43
式中：h 细—细格栅水头损失，m ；
β—系数，当栅条断面为矩形时候为2.42；
k —系数，一般取 k=3。
0. 82
h 细=3⨯2. 42(0. 01/0. 01⨯⨯sin 75︒=0. 229m
2⨯9. 81
43
⑥栅后槽总高度
设栅前渠道超高h 2=0.3m，有：
H =h +h 细+h 2=0. 4+0. 229+0. 3=0. 929m
为避免造成栅前涌水，故将栅后槽底下降h 细作为补偿。 ⑦栅槽总长度
L =L 1+L 2+0. 5+1. 0+式中：L —栅槽总长度，m ；
L =1. 91+0. 96+0. 5+1. 0+
0. 7
=4. 62m
tan 70︒
(h +h 2)
t a n 70︒
⑧每日栅渣量
w =
Q max ⋅w 0⋅86400k 总⨯1000
式中：式中：w —每日栅渣量，m 3/d
w 0—栅渣量，m 3/103m 3污水，当栅条间隙为16~25mm，
w 0=0. 10-0. 05m 3/103m 3污水；当栅条间隙为30~50mm，w 0=0. 03-0. 01m 3/103m 3污
水。取w 0=0. 01m 3/103m 3污水
w =
0. 799⨯0. 1⨯86400
=5.0m 3/d >0. 2m 3/d ，故采用机械清渣。
1. 38⨯1000
4、格栅除污机的选择
根据计算，可选用云南电力修造厂江苏一环集团公司生产的ZSB-4000型转刷网箅式格栅除污机，主要技术参数：
表3-2 XHG-2600型旋转式格栅除污机技术参数
5、旋流沉砂池：
①设计参数：
a. 旋流沉砂池最高时设计流量时，停留时间不应小于30s ，设计水力表面负荷宜为150-200m 3/(m 2⋅h )，有效水深宜为1.0-2.0m ，池径与池深比宜为2.0-2.5
b. 最大设计流速为0.25m/s，最小设计流速为0.15m/s； c. 沉砂池的超高取0.3m 。
Q max 799==399. 5L /s 。 选定两座旋流沉砂池，则Q =22
②计算草图如下：
图 钟氏旋流沉砂池各部尺寸图 表 旋流式沉砂池的部分尺寸（m ）
排砂方法：
本设计采用空气提升器排砂，该提升装置由设备厂家与桨叶分离机成套供应 ④排砂量计算 城镇污水的沉砂量按20m 3/106m 3污水计算，其含水率为60%，
⨯20⨯10-6=1. 0m 3/d 容重约为1500kg /m 3，则总沉砂量为 50000
沉砂池的沉砂经排砂泵装置排除的同时，往往是砂水混合体，为进一步分离砂和水，需配套砂水分离器。清除沉砂的时间间隔为2d ，根据排砂量2m 3/次，选用LSSF-260无轴螺旋砂水分离器。 四、配水井
计算如下： 1、配水井中心管径：
D 1=
4Q 1
πv 1
式中：Q 1——集配水井的设计流量，m 3/s ，本设计取0.799m 3/s 。
m /s ，一般采用≥0. 6m /s ，本设计取0.85m /s 。 v 1——中心管内污水流速，
D 1=
4Q 14⨯0. 799
==1. 09m ，故本设计取1.1m 。 πv 13. 14⨯0. 85
2、配水井的直径：
D 2=
4Q 1
+D 12 πv 2
m /s ，v 2—配水井内污水流速，式中：一般采用0.2-0.4m /s , 本设计取0.3m /s 。
D 2=
4Q 14⨯0. 7992
+D 12=+(1. 1)=2. 15m ，故本设计取1.5m 。 πv 23. 14⨯0. 3
3、集水井的直径：
D 3=
4Q 12
+D 2
πv 3
式中：v 3——集水井内污水流速，m/s，一般采取0.2~0.4m/s，本设计取0.3；
D 3=
4Q 14⨯0. 7992
+D 2=+2. 152=2. 83m ，故本设计取2.83m 。 πv 33. 14⨯0. 3
4、顶堰设计计算：
混合液从配水井底中心进入，经相等宽度的2个堰口流入2个水斗，再由管道接入2座辐流式沉淀池。每个沉淀池的分配水量为
q =
Q 10. 799
==0. 40m 3/s ，采用矩形宽顶溢流堰。 22
(1)堰上水头H
设计拟采用堰高H=0.5m 矩形堰的流量 q =m 0bH 2gH
3
式中：q ----矩形堰的流量，m /s
H ----堰上水头，m b ----堰宽，m ，取0.6m
m 0----流量系数，通常采用0.327---0.332，在此取0.327
2
q 20. 40则： H =(22) =() =0. 60m 22
0. 327⨯0. 6⨯2⨯9. 8m 0b 2g
基本与设计拟定堰高相等，则符合要求 (2)堰顶厚度B
根据有关试验资料，当2.5
二沉池设计进水管径为800mm, 即D=0.8m
0. 799
4Q 则流速为v ===0. 80m /s 符合流速 0.6-0.9m/s 22πD 3. 14⨯0. 8
'
4⨯
(4) 配水漏斗上口口径D 4 按配水井内径的1.5 倍设计
D 4=1. 5D 1=1. 5⨯1. 1m =1. 65m =1650mm （取1700mm ）
五、生物脱氮除磷氧化池 改良型氧化沟的设计说明
氧化沟是活性污泥法的改良和发展，曝气池呈封闭渠道形，污水和活性污泥循环水流的作用下混合接触，完成有机物的净化过程，又称循环曝气池。氧化沟在流态上介于推流式和完全混合式之间，局部流态为推流式整体为完全混合状态，同时具有这两种混合方式的某些特点。在氧化沟中，污水和活性污泥的混合液在外加动力的作用下，不停的循环流动，有机物在微生物的作用下得到降解。该工艺对水温、水质和水量的变化有较强的适应性，污泥龄长、剩余污泥少。对于城市污水，氧化沟系统通常的预处理采用粗细格栅和沉淀池，一般不设初沉池。混合液在沟内的循环速度为0.25～0.35m/s，以确保混合液呈悬浮状态。氧化沟污泥回流比采用60%～200%，涉及污泥浓度为1500～5000mg MLSS/L,氧化沟中的氧转移效率为1.5～2.1kg/(kw·h) 。
氧化沟工艺的重要设计参数及相应取值如下： （1）、厌氧池的水力停留时间为0.5~1.0h 。
（2）、氧化沟的设计泥龄范围为4～48d, 通常的泥龄取值为10～30d ；氧化沟常用的设计有机负荷取值为0.16～0.35 BOD 5kg/(m3·d) ；污泥负荷为0.03～0.10 BOD 5kg/(kgMLSS·d) 。
（3）、对于城市污水，水力停留时间采用的数值为6～30h. 。
（4）、进水和回流污泥点宜设在缺氧区首端，出水点宜设在充氧器后的好氧区。氧化沟的超高与选用的曝气设备类型有关，当采用转刷、转碟时，宜为0.5m ；当采用竖轴表曝机时，宜为0.6～0.8m ，其设备平台宜高出设计水面0.8～1.2m 。 （5）、氧化沟的有效水深与曝气、混合和推流设备的性能有关，宜采用3.5～4.5m 。
（6）、根据氧化沟渠宽度，弯道处可设置一道或多道导流墙；氧化沟的隔流墙和导流墙宜高出设计水位0.2～0.3m 。
（7）、氧化沟内的平均流速宜大于0.25m/s，混合液在渠内流v=0.4～0.5m/s.
设计中取两座改良型氧化沟，总设计流量为50000 m3/d，则每座流量为25000 m 3/d
1、设计参数
m /d ① 设计流量 Q 50000
城市生活污水MLVSS/MLSS=0.75
考虑污泥稳定化：污泥产率系数Y=0.55；混合液悬浮固体浓度（MLSS)X=4000mg/L；混合液挥发性悬浮固体浓度（MLVSS)X v =2800mg/L；污泥龄θc =30d；自身氧化系数K d =0.055d-1;20℃时脱硝速率q dn =0.035kg还原的NO 3--N/(kgMLVSS.d)。
②确定其进水水质参数如下：
BOD 5=120mg/L CODcr =240 mg/L SS=220 mg/L NH 3-N=25 mg/L TP=2.0-3.0mg/L 设进水TKN=35mg/L 碱度S ALK =280mg/L ③设计出水水质
符合城市污水排放一级A 标准：
BOD5≤20mg/L CODcr ≤60 mg/L SS≤20mg/L
3
NH 3-N ≤15mg/L 出水TN=20mg/L 磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L 2、设计计算 （1）去除BOD 5。
①氧化沟出水溶解性BOD 5浓度S
S=S0-1.42(MLVSS/MLSS)×MLSS ×(1-e-0.23×5) =20-1.42×0.75×20×(1-e-0.23×5)=5.44(mg/L) ②好氧区容积V 1. 好氧区计算采用动力学计算方法。
V 1=
Y θC Q (S 0-S ) 0. 55⨯30⨯50000⨯(0. 12-0. 00544)
(m==127373)
X v (1+K d θc ) 2. 8⨯(1+0. 055⨯30)
③好氧区停留时间t 1
t 1
=V 1÷Q =12737÷50000(d ) =0. 25(d ) =6. 11h
④剩余污泥量△X △X=Q△S(
Y
）+QX1-QX e
1+K d θc
=50000×(0.12-0.00544)×(
0. 55
)+50000×(0.25×0.22)-50000×
1+0. 055⨯30
0.02
=2938.83（kg/d)
⑤每日除1kgBOD 5产生的干污泥量 =
∆X 2938. 83
==0. 588(kgDS /kgBOD 5)
Q (S 0-S e ) 50000⨯(0. 12-0. 02)
(2)脱氮
①需氧化的氨氮量N 1。氧化沟产生的剩余污泥中含氮率为12.4%，则用于生物合成的总氮量为 NO =
需要氧化的NH 3-N 量N 1=进水TKN-出水NH 3-N-生物合成所需氮 NO
0. 124⨯1188. 83⨯1000
=2. 95(mg /L )
50000
=35-15-2.95=17.05(mg/L）
②脱氮量N r
r
N =进水TKN-出水TN-用于生物合成所需氮N o =35-20-2.95=12.05(mg/
L ）
③ 碱度平衡。一般认为，剩余碱度达到100mg/L(以CaCO 3计) ，即可保持pH ≧ 7.2，生物反应能够正常进行，每氧化1mgNH 3-N 需消耗7.14mg 碱度；没氧化1m gBOD 5产生0.1mg 碱度；每还原1mgNO 3--N 产生3.57mg 碱度。
剩余碱度S ALK1=原水碱度－硝化消耗碱度＋反硝化产生碱度＋氧化BOD 5产生碱度
=280-7.14×17.05+3.57×12.05+0.1×（120-5.44）=212.74（mg/L）
此值可以保持pH ≧7.2, 硝化和反硝化反应能正常进行。 ④脱氮所需容积V 2
脱硝速率 qdn(T)=qdn(20)×1.08T-20
14℃时q dn =0.035×1.0814-20=0.022kg还原的NO 3--N/kgMLVSS 脱氮所需的容积 V2=⑤脱氮水力停留时间t 2 t2=
V 29780. 84==0. 20(d)=4.69h Q 50000QN r 50000⨯12. 053
==9780. 84(m) q dn X V 0. 022⨯2800
(3)氧化沟总容积V 及停留时间t
V =V 1+V 2=12737+9780. 84=22517. 84(m 3)
. 84/50000=0. 45(d ) =10. 8(h ) t =V /Q =22517
校核污泥负荷 N =
QS 050000⨯0. 12
==0. 095[(kgBOD5/kgMLVSS.d)] X V V 2. 8⨯22517. 84
(4)需氧量
①实际需氧量AOR
AOR=去除BOD 5需氧量-剩余污泥中BOD u 的需氧量+去除NH 3-N 耗氧量-剩余污泥中NH 3-N 的耗氧量-脱氮产氧量 去除BOD 需氧量D 1为
D 1=a ' Q (S 0-S ) +b ' VX V =0. 52⨯50000⨯(0. 12-0. 00544) +0. 12⨯22517. 84⨯2. 8 =10544.55(kg/d)
剩余污泥中BOD 的需氧量D 2(用于生物合成的那部分BOD 需氧量）为
D2=1.42△X 1=1.42×1188.83=1688.14(kg/d) 每硝化1kgNH 3-N 需要消耗4.6kgO 2, 则去除NH 3-N 的需要量D 3为 D3= 4.6×（TKN-出水NH 3-N ）×Q/1000 =4.6×(35-20)×50000/1000=3450 (kg/d) 剩余污泥中NH 3-N 的耗氧量D 4为
D4=4.6×污泥含氮率×氧化沟剩余污泥△X 1 =4.6×0.124×1188.83=678.11(kg/d) 每还原1kgN 2产生2.86kgO 2，则脱氮产氧量D 5为
D 5=2.86×脱氮量=2.86×12.05×50000/1000=1723.15(kg/d) 总需氧量AOR=D1-D 2+D3-D 4-D 5
= 10544.55- 1688.14+ 3450- 678.11- 1723.15= 9905.15(kg/d)
考虑安全系数1.4，则
AOR=1.4×9905.15=13867.21(kg/d) 每去除1kgBOD 5的需氧量 =
AOR 13867. 21
==2. 42(kgO 2/kgBOD 5)
Q (S 0-S ) 50000⨯(0. 12-0. 00544)
标准状态下需氧量SOR SOR=
AOR ⨯C S (20)
α(βρC S (T ) -C )
式中C S(20)取9.17mg/L,T取25℃，C S(T)取8.38mg/L,C取2mg/L，α取0.85，β取0.95。
ρ=
所在地区实际气压0. 921
==0. 909
1. 013⨯1051. 013
SOR=
13867. 21⨯9. 17
=25374. 33(kg/d) 25-20
0. 85⨯(0. 95⨯0. 909⨯8. 38-2) ⨯1. 024
每去除1kgBOD 5的标准需氧量 =
SOR 25374. 33
==4. 43(kgO 2/kgBOD 5)
Q (S 0-S ) 50000⨯(0. 12-0. 00544)
(5)氧化沟尺寸 设氧化沟3座，单座氧化沟有效容积
V单=V/3=22517.84/3=7506(m3)
取氧化沟有效水深H=5m,超高1m, 氧化沟深度为h=5+1=6m。中间分隔墙厚度为0. 25m 。
氧化沟面积 A= V单/h=7506/6=1250.99(m2)
b 7
==1. 17介于1~2之间，符合规定 则 h 6
2⨯7+0. 252
2⨯3. 14⨯()
4⨯7+3⨯0. 2521弯道部分的面积A 1=+() ⨯3. 14⨯
222
单沟道宽度b=7m,
=159.48+324.59=484.07(m2) 直线段部分面积A 2=A-A1=1250.99-484.07=766.92(m2) 单沟直线段长度L=
A 2766. 92
==27. 39m 取28m 。 4b 4⨯7
L 4⨯28
==16>10, 符合规定。 b 7
Q 50000
=1.75×=0.113(m3/6⨯324⨯60⨯60⨯3⨯3
（6）进水管和出水管 污泥回流比R=75%,进水水管流量 Q1=(1+R)×s)
进水管 管径取D 1=450mm v 1=
4Q 14⨯0. 113
==0. 711(m /s ) πD 123. 14⨯0. 452
进水管流速要求 0.6～0.8m/s，符合要求
（7）出水堰及出水竖井 初步估算δ/H
Q 1. 86H
3232
=
0. 1131. 86⨯0. 2
=0. 68(m)
为方便设备的选型，堰宽b 取3.20m, 校核堰上水头H
Q 20. 1132
H =() =() =0. 071(m)
1. 86b 1. 86⨯3. 20
②出水竖井。考虑可调堰安装要求，堰两边各留0.2m 的操作距离。
出水竖井长 L=0.071×2+3.2=3.4(m)
出水竖井宽B=1.4m(满足安装要求），则出水竖井平面尺寸L ×B=3.8m×1.4m, 氧化沟出水孔尺寸为b ×h=3.2m×0.5m 。
（8）曝气设备选择 单座氧化沟需氧量SOR 1, 为
SOR1=SOR/n 式中，n 为氧化沟数
SOR1=25374.33/3=8458.11（kgO 2/d)=352.42（kgO 2/h)
每座氧化沟设2台卡鲁塞尔专用表面曝气机。充氧能力为2.1kgO 2/(KW.h),则所需电机功率N=
352. 42
=83. 91(KW ) ，取N=85KW。表面曝气机叶轮直径D=2000mm。 2⨯2. 1
六、二沉池的设计计算： 设计参数：
本设计中二沉池采用中心进水周边出水的辐流式沉淀池（2座）。二沉池的设计参数可采用经验数据或按表2的规定取值。经验数据和表2均来自于《室外排水设计规范》（GB50014-2006）或《污水处理构筑物设计与计算》。 （1）沉淀池的超高不应小于0.3m 。 （2）沉淀池的有效水深宜采用2.0～4.0m 。
（3）水池直径(或正方形的一边) 与有效水深之比为6～12，水池直径不大于50m 。 （4）沉淀池的直径一般不小于10m ，当直径小于20m 时，可采用多斗排泥；当直径大于20m 时，应采用机械排泥。
（5）当采用机械排泥时，刮泥机由桁架及传动装置组成。当池径小于20m 时，用中心传动；当池径大于20m 时，用周边传动，将污泥推入污泥斗，然后用静水压力或污泥泵排除；当作二次沉淀池时，沉淀的活性污泥含水率高达99%以上，不可能被刮板刮除，可选用静水压力排泥。
（6）活性污泥法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按不大于2h 的污泥量计算，并应有连续排泥措施；生物膜法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按4h 的污泥量计算。
（7）当采用污泥斗排泥时，每个污泥斗均应设单独的闸阀和排泥管。污泥斗的斜壁与水平面的倾角，方斗宜为60°，圆斗宜为55°。 （8）坡向泥斗的底坡不宜小于0.05。
（9）缓冲层高度，非机械排泥时宜为0.5m ；机械排泥时，应根据刮泥板高度确定，且缓冲层上缘宜高出刮泥板0.3m ；
表2 沉淀池设计数据
（2）设计计算
（1) 单座二沉池表面积：
A 单池=
Q max 2876. 42
==958. 81m 2=959m 2 nq 2⨯1. 5
式中：A 单池——池表面积，m 2；
Q max ——最大设计流量，69034m 3/d=2876.42m3/h ；
q ——表面水力负荷。采用活性污泥法后的表面水力负荷为
0.6~1.5[m3/(m2·h)]，故本设计采用1.5m 3/m 2⋅h 。
（2) 二沉池的直径：
D =
4A 单池
π
=
4⨯959
=34. 95m ≤50m ，取35m 符合设计要求。
3. 14
（3) 沉淀部分有效水深：
h 2=q ⋅t =1. 5⨯1. 5=2. 25m
式中：h 2——有效水深；
t ——沉淀时间，，一般沉淀时间取1-1.5h ，本设计取t=1.5h； 因为
D 35
==15. 56 h 22. 25
根据设计参数，沉淀池的有效水深宜介于2.0～4.0m ，并且水池直径与有效水深之比为6～12。符合设计要求，因此，有效水深为2.25m 。 （4) 污泥区的容积
V S
3m ：（）
由于活性污泥法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按不大于2h 的污泥量计算，故污泥区容积按2h 贮泥时间(即t s =2h ) 确定。
V S =RQt s =0. 75⨯2876. 42⨯2=4314. 63m 3
式中：V S ——污泥区的容积，m ；
3
R ——最大污泥回流比 ；
3
m /h ； Q——最大时流量,
'
设计中有2座二沉池，则每个沉淀池污泥区的容积 V =
4314. 63
=2157. 32m 3 2
（5) 污泥区高度h 4 ①污泥斗高度
由于坡向泥斗的底坡不宜小于0.05，故设坡向泥斗的底坡为0.05。且设污泥斗底部直径D 2=1.5m,上部直径D 1=3.0m,倾角60º，则：
h 4=
'
D 1-D 2
⨯tg 600=1. 299m =1. 3m 2
V 1=
πh 4'
12
⨯(3. 02+3. 0⨯1. 5+1. 52) =5. 36m 2
②圆锥体高度
h 4=
' '
D -D 130-3
⨯0. 05=⨯0. 05=0. 675m 22
2
V 2=
πh 4' '
12
⨯(D 2+DD 1+D 1) =
π⨯0. 675
12
⨯(302+30⨯3+32) =176. 54m 3
③竖直段污泥部分的高度
h 4=
' ' '
V -V 1-V 2937. 5-5. 36-176. 54==1. 087m
A 单池695
污泥区的高度污泥区的高度
h 4=h 4+h 4+h 4=1. 3+0. 675+1. 087=3. 062m
（6) 沉淀池的总高度H
由于沉淀池的超高不应小于0.3m ，故本设计设超高h 1=0.3m。
由于二沉池的直接D=35m，故本设计采用周边传动的刮吸泥机排泥。周边传动刮泥机性能见表3，表3来自《给水排水设计手册》第11册。由设计参数可知，缓冲层高度，非机械排泥时宜为0.5m ；机械排泥时，应根据刮泥板高度确定，且缓冲层上缘宜高出刮泥板0.3m 。由于二沉池的直径D=23m接近20m ，故本设计缓冲层高度采用非机械排泥时的高度，即h 3=0.5m。
表3 周边传动刮泥机性能
' ' ' ' ' '
故沉淀池的总高度为：
H =h 1+h 2+h 3+h 4=0. 3+2. 25+0. 5+3. 062=6. 112m
图3-4 辐流式沉淀池图
2、二沉池进出水管路计算 (1)设计参数：
二沉池的设计参数可采用经验数据。以下经验数据来自于《室外排水设计规范》（GB50014-2006）或《污水处理构筑物设计与计算》。
（1）进水处设闸门调节流量，进水中心管流速大于0.4m/s，进水采用中心管淹没式潜孔进水，过孔流速0.1~0.4m/s，潜孔外侧设穿孔挡板式温流罩，保证水流平稳。
（2）为了使布水均匀，进水管四周设穿孔率为10%~20%。出水堰采用锯齿三角堰，堰前设挡板，拦截浮渣。
（3）二次沉淀池的出水堰最大负荷不宜大于1.7L/(s•m)
（4）出水处设挡渣板，挡渣板高出池水面0.15~0.2m，排渣管直径大于0.2m ，出水周边采用锯齿三角堰，汇入集水渠，渠内水流速为0.2~0.4m/s。
（5）排泥管的直径不应小于200mm ，管内流速大于0.4m/s，排泥静水压力1.2~2.0m，排泥时间大于10min 。 （2）设计要求：
（1）进水管流速v 1=0.6～0.8m/s （2）中心管流速v 2=0.2～0.4m/s （3）中心管出水流速v 3=0.1～0.2m/s （4）中心管外的流速v 4=0.05m/s （5）中心管开孔高度h=0.5m （6）中心管开孔宽度b= =0.25m (3)池内管路的计算及校核：
（1）单池流量为：
Q =
Q max 2
=
69034
=1438. 21m 3/h =0. 40m 3/s 2（2）进水管：取D 1=900mm
v 1=
4Q 4⨯0. 40
==0. 63m /s πD 123. 14⨯0. 902
v 1=0. 63m /s ，在0.6～0.8 之间, 满足要求。 （3）进水竖井：取D 2=1200mm
v 2=
4Q 4⨯0. 40
==0. 35m /s 223. 14⨯1. 2πD 2
v 2=0. 35m /s ，在0.2～0.4 之间，满足要求。 （4）设v 3= 0.20m/ s，可算出中心管开孔数：
n =
Q 0. 48
==19. 2个 ，故本设计取20个。 v 3bh 0. 20⨯0. 25⨯0. 5
2
则：D 4=D 2+
2Q 2⨯0. 40
=1. 22+=2. 56m π⋅v 43. 14⨯0. 05
（5）挡板的设计：
'
h 挡板高度：穿孔挡板的高度为有效水深的1/2～1/3，本设计取1/2。
则：
h ' =
h 22. 25
==1. 125m 22
穿孔面积：为了使布水均匀，挡板上开孔面积为总面积的10～20%，故取15%。 则：
F ' =15%⋅F =0. 15⨯π⨯D 4⨯h ' =0. 15⨯3. 14⨯1. 47⨯1. 125=0. 779m
开孔个数n ：孔径为100mm 。 则：
2
4F ' 4⨯0. 779
n ===99. 23个，故本设计取100个。
π⋅d 23. 14⨯0. 12
（6）拦浮渣设施及出水堰计算：
拦浮渣设施，浮渣用刮板收集，刮渣板装在刮泥机行架的一侧，在出水堰前设置浮渣挡板，以降低后续构筑物的负荷。
（7）环形集水槽的设计
环形集水槽内流量：q 集=
Q 单0. 40
==0. 20m 3/s 22
本设计采用周边集水槽，单侧集水，每侧只有一个总出水口。 集水槽宽度为：
0. 4
b =0. 9⨯(k ⋅q 集) 0. 4=0. 9⨯（1. 3⨯0. 20）=0. 53m
式中：b ——集水槽宽度；
k ——安全系数，采用1.5～1.2，本次设计取k = 1.3。
集水槽起点水深为：
h 起=0. 75⋅b =0. 75⨯0. 53=0. 40m
集水槽终点水深为：
h 终=1. 25⋅b =1. 25⨯0. 53=0. 66m
槽深h 起+h 终=0. 40+0. 66=1. 06m ，故取1.1m 。 （8）出水溢流堰的设计：
采用出水三角堰（90°）
设计堰上水头（即三角口底部至上游水面的高度）H 1=0.05m 每个三角堰的流量q 1：
q 1=1. 343H 1
三角堰个数n 1：
2. 47
=1. 343⨯0. 052. 47=8. 214⨯10-4m /s
Q 单0. 40n 1===486. 97个，本设计取487个 -4
q 18. 214⨯10
三角堰中心距： L 1=
L π(D -2b ) 3. 14⨯(35-2⨯0. 53) ===0. 22m 七、 n 1n 1487
七、紫外线消毒渠 设计计算 （1）峰值流量
Q max
=69034m 3/d
Q
⨯2. 5=33根3800
灯管数初步选用UV4000PLUS 紫外消毒设备，每3800m3/d需2.5根灯管
故
n =
n max =
Q max
⨯2. 5=46根3800
拟采用6根灯管为一个模块，则模块数N 为5..5个
A =
渠道过水断面积
Q 69034
==2. 66m 2v 0. 3⨯24⨯3600
渠道宽度
B =
A 2. 66==2. 06m H 1. 29 取2m
若灯管间距为30cm ，沿渠道宽度可安装6个模块，故选取UV4000PLUS 系统，两个UV 灯组，每个灯组3个模块。
渠道长度：每个模块长度为2.46m ，两个灯组间距1.0m ，渠道出水设堰板调节。调节堰与灯具相隔1.5m ，则渠道总长为：
L =2⨯2. 46+1. 0+1. 5=7. 42m
t =
复核辐射时间 (4)计算草图
2⨯2. 46
=16. 4s 0. 3 符合要求
图3-5 紫外线消毒渠道布置图 八、计量堰
（1）计量堰水头损失计算
n 1. 537
Q =CH =1. 038H 11计量堰内水流按自由流计，当b=0.45m时，
则H 2/H 1=0. 6 解得上游水深 H 1=0. 56m H 2=0. 336m
Q 0. 799
v ===1. 40m /s
B 1H 11. 02⨯0. 56上游流速
（2）上游渠道水力计算
过水断面：F 1=B1×H 1=1.02×0.56=0.57m2 湿周：f 1=B1+2H1=1.02+2×0.56=2.14m 水力半径：R 1= F1/f1=0.57/2.14=0.27m
v 1=
上游流速：
Q 0. 799
==1. 40m /s B 1H 11. 02⨯0. 56
2
-3
⎛i 1= vnR
⎝水力坡度：
⎫⎛
⎪= 1. 40⨯0. 014⨯0. 27⎪ ⎭⎝
2
2-3
⎫
⎪=0. 0022⎪⎭
2
（3）下游渠道水力计算
过水断面：F2=B2H2=0.75×0.336=0.252m2 湿周：f2=B2+2H2=0.75+2×0.336=1.422m 水力半径：R 2= F2/f2=0.252/1.422=0.18m
v 2=
下游流速：
Q 0. 799
==3. 17m /s B 2H 20. 75⨯0. 336
2
-3
⎛i 2= vnR
⎝水力坡度：
⎫⎛
⎪= 3. 17⨯0. 014⨯0. 18⎪ ⎭⎝
2
2-3
⎫
⎪=0. 0194⎪⎭
2
（4）计量堰及上下游渠道水头损失
计量堰上游水头损失为：3.24i 1=0.0022×3.24=0.007128m 计量堰下游水头损失为：5.40i 2=0.0194×5.40=0.10476m 取计量堰本身的水头损失为：0.20m
计量堰总水头损失为：h=0.20+0.007128+0.10476=0.31m，取0.3m
3
Q =0. 799m /s ，L =100m ，选（5）计量堰至河：采用重力流铸铁管，
DN =1200mm 。
（6）计算草图
图3-6 巴氏计量堰计算图
九、污泥处理系统的设计 1. 污泥浓缩池 设计参数
（1） 污泥初始含水率为99.5% （2） 浓缩时间采用16h （3） 浓缩池有效水深采用3m （4） 浓缩后污泥含水率97% （5） 贮泥时间采用5h
2
N =50kg /(m ∙d ) （6） 污泥固体负荷采用wg
（7）每座池的设计进泥量 Q W =
2938. 83/1000
=587. 77m 3/d =24. 49m 3/h ，
1-0. 995
设计计算 计算如下：
采用一座连续辐流式圆形重力污泥浓缩池，用带栅条的刮泥机刮泥，采用静压排泥。
（1) 浓缩池的面积：
F =
（2）浓缩池的直径：
Q W C 0587. 77⨯6. 6
==77. 59m 2 N wg 50
D =
4F
π
=
4⨯77. 59
π
=9. 94m 取D =10m
（3）有效水深： h 1=（4）有效容积： V （5）确定泥斗尺寸
浓缩后的污泥体积为：
QT 587. 77⨯16
==5. 05m 24F 24⨯77. 59
=Fh 1=391. 85m 3
Q W (1-P 587. 77⨯(1-0. 995) 1) Q ' W ===97. 96m 3/d =4. 08m 3/h 1-P 21-0. 97
贮泥区所需容积：
3
V =5Q ' =5⨯4. 08=20. 40m 按5h 泥量计，则 2 W
泥斗容积：
V 3= 取r 1
πh 4
3
(r
2
1+r 1r 2+r 22
)
=2. 0m , r 2=1. 0m
h 4 V 3=
=(r 1-r 2)⨯tan 60︒=1. 73m
3
⨯2. 02+2. 0⨯1. 0+1. 02=12. 70m 3
π⨯1. 73
()
设池底坡度为0.07，则池底坡降
i (D -2r 1)0. 07⨯(10-2⨯2)==0. 21m h 5=
22
池底可贮泥容积：
V 4=
πh 5
3
(R
2
1
+R 1r 1+r =
21
)
π⨯0. 21
3
⨯102+10⨯2+22=27. 26m 3
()
总贮泥容积为：V
=V 3+V 4=12. 70+27. 26=39. 96m 3
浓缩池总高度： 超高h 2取0.3m ，缓冲层高度h 3取0.3m
H =h 1+h 2+h 3+h 4+h 5
=5. 05+0. 3+0. 3+1. 73+0. 21 =7. 59m
2、贮泥池 ①设计参数
进泥量：经浓缩排出含水率P 2＝97%的污泥Q w′=97.96m3/d，设贮泥池1座，贮泥时间T ＝0.5d=12h ②设计计算
池容为V
=Q ' W T =97. 96⨯0. 5=48. 98m 3
贮泥池尺寸（将贮泥池设计为正方形）
L ⨯B ⨯H =6⨯3⨯4 有效容积 V =6⨯3⨯3. 5=63m 3（考
虑0.5m 的超高） ③脱水机房
采用带式压滤机机械脱水。 1）设计计算 a. 浓缩后污泥量 Q ' W b. 脱水工艺
（1）污泥脱水主要采用机械压缩方法，采用聚丙烯酰胺作为脱水剂投加量为0.15~0.5%，取0.2%计算脱水剂用量为
=97. 96m 3/d
M =97. 96⨯(1-97%)⨯0. 2%⨯103=5. 88kg /d
（2）以压滤脱水后产生的污泥含水率为70%计
则每天压滤脱水产生的污泥量为 Q =97. 96⨯
每小时压滤脱水产生的污泥量 Q ' =
4、污泥回流泵房
（1）设计参数：污泥回流比R=75%
污泥回流量100-97=9. 80m 3/d 100-709. 80=0. 41m 3/h 24
Q R =R Q =0. 75⨯50000=37500m 3/d =1562. 5m 3/h
（2）设计计算
二沉池水面相对地面标高为0.087m ，回流污泥泵房泥面相对标高为-1.960m ，A 2/O反应池水面相对标高为0.645m ，则污泥回流泵所需提升高度为0.645-（-1.960）=2.605m。
两座A 2/O反应池设一座回流污泥泵房，内设3台泵(2用1备) ，则单泵流量Q R 单11=Q R =⨯1562. 5=781. 25m 3/h 22
5、剩余污泥泵房
（1）设计计算
设一座剩余污泥泵房，污水处理系统每日排出污泥为2305m 3。
辐流式浓缩池最高泥位（相对地面）为-3.658m ，剩余污泥泵房最低泥位为-5.0m ，则污泥泵静扬程为H 0=5-3. 658=1. 342m 。设污泥输送管道压力损失为6m ，自由水头为1.2m ，则污泥泵所需扬程为
H =H 0+6+1. 2=8. 542m
城市污水处理的工艺流程设计
一、设计题目
某城市污水处理工程设计规模为：处理水量Q=5.0×104m 3/d, 污水处理厂设计进水水质为：BOD 5=120 mg/L ，COD Cr =240 mg/L ，SS=220 mg/L ，NH 3-N=40 mg/L ，TP=2.0~3.0mg/L;出水水质执行《污水综合排放标准》（GB 8978-1996） 一级标准，即COD Cr ≤60 mg/L，BOD 5≤20mg/L，NH 3-N ≤15mg/L，SS ≤20mg/L，磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L。要求相应的污水处理程度为：E CODcr ≥75%，E BOD5 ≥83.3%，E SS ≥90.9%，E NH3-N ≥40%，E P ≥75%-83.3%。 1、设计水质及处理后排放水质 ①设计处理水量：
日处理量： 50000m 3/d 秒处理量： 0.579m 3/s Q =
50000
=0. 579m 3/s =578. 70L /s
24⨯3600
根据《室外排水设计规范》，查表并用内插法得：K
z =1. 38
所以设计最大流量:
Q max =K z ⨯Q =1. 38⨯50000=69034m 3/d =2876. 4m 3/h =0. 799m 3/s
②确定其原水水质参数如下：
BOD 5=120mg/L COD cr =240 mg/L SS=220 mg/L NH 3-N=25 mg/L TP=2.0-3.0mg/L ③设计出水水质
符合城市污水排放一级A 标准：
BOD 5≤20mg/L COD cr ≤60 mg/L SS ≤20mg/L
NH 3-N ≤15mg/L
磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L
④污水处理程度的确定
根据设计任务书，该厂处理规模定为：50000m 3/d 进、出水水质:
2、工艺流程图
污水处理系统的设计——改良型氧化沟
一、中格栅井及提升泵房
进水闸井：2.0×4.0×7.0（H ）m 3 中格栅井：7.0×4.0×7.0（H ）m 3 分2组
1、中格栅设计参数
设计流量Q=5.0×104m 3/d=2.08×103m 3/h=0.579m3/s 栅前流速v 1=0.7m/s，过栅流速v 2=0.9m/s 格栅间隙e=30mm ，格栅倾角α=75° 栅条宽度s=0.01m，栅前部分长度0.5m 2、中格栅计算草图如下
3、中格栅的设计计算 栅条间隙数：
n 中=
Q max
e hvm
式中：n 中—中格栅间隙数
Q max —最大设计流量，中格栅分两台，0. 799m 3/s
e —栅条间隙，取 30mm ，即 0.03m ；
h —栅前水深，取0.4m v —过栅流速，取 0.9m/s；
α—格栅倾角，取75︒；
m —设计使用的格栅数量，本设计中格栅取使用 2 道
n 中=
0. 799⨯sin 75︒
=36.4，设计取37根
0. 03⨯0. 4⨯0. 9⨯2
②栅槽宽度
B =s (n 中-1) +en
式中：B —栅槽宽度，m ； s —格条宽度，取0.01m 。
B =0. 01⨯(37-1)+0. 03⨯37=1. 47m 取B =1. 5m
③中格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度 L1
根据最优水力断面公式B 1=
Q max 0. 799
==1. 11m 2vh 2⨯0. 9⨯0. 4
设进水渠宽B 1=1. 11m ，渐宽部分展开角α1=20︒
L 1=
B -B 11. 5-1. 11
==0. 54m
2tan 20︒2tan 20︒
④中格栅与提升泵房连接处渐窄部分长度 L 2
L 2=
L 1
=0.27m 2
⑤中格栅的过栅水头损失
v 2
h 中=k β(s /b ⋅⋅sin α
2g
43
式中：h 中—中格栅水头损失，m ；
β—系数，当栅条断面为锐边矩形断面，为2.42； k —系数，一般取 k=3。
0. 9⎛0.01⎫
h 中=3⨯2. 42 ⨯⨯sin 75︒=0. 067m ⎪
⎝0.03⎭2⨯9. 81
43
2
⑥栅后槽总高度
设栅前渠道超高h 2=0.3m，
有H =h +h 中+h 2=0. 4+0. 067+0. 3=0. 767m ，
为避免造成栅前涌水，故将栅后槽底下降h 中作为补偿。 ⑦栅槽总长度
L =L 1+L 2+0. 5+1. 0+式中：L —栅槽总长度，m ；
L 1—中格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度，m ；
h +h 2
tan 75
L 2—中格栅与提升泵房连接处渐窄部分长度，m 。
L =0. 54+0. 27+0. 5+1. 0+
⑧每日栅渣量
w =
Q max ⋅w 0⋅86400k 总⨯1000
0. 7
=2. 50m
tan 75︒
式中：w —每日栅渣量，m 3/d
w 0—栅渣量，m 3/103m 3污水，当栅条间隙为16~25mm，w 0=0. 10-0. 05m 3/103m 3污水；当栅条间隙为30~50mm，w 0=0. 03-0. 01m 3/103m 3污水。取
w 0=0. 01m 3/103m 3污水 w =
0. 799⨯0. 01⨯86400
=0. 50m 3/d >0. 2m 3/d ，故采用机械清渣。
1. 38⨯1000
4、格栅除污机的选择：
根据计算，可选用CH 型正靶回转式格栅除污机，主要技术参数：
表 HG-1500型回转式格栅除污机技术参数
5污水经提升后入细格栅渠及旋流沉砂池，然后配水井，通过生物脱氮除磷氧化池、二沉池及接触池，最后由出水管道排出。
当流量小于2m 3/s时，常选用下圆上方形泵房。 本设计Q max =0. 799m 3/s ，故选用下圆上方形泵房。 计算草图：
设计计算： （1）、流量的确定
Q max =0. 799m 3/s =799L /s
本设计拟定选用 5 台泵（4 用 1 备），则每台泵的设计流量为：
Q =Q max /n =799/4=199. 75L /s =719. 1m 3/h
（2）、扬程的估算
（1）平均地面标高20.00m ，进水管管底标高：15.00m ，管径DN=1200mm，则管道埋深为20.00-15.00-1.2=3.8m
（2）进口平均流量为799L /s ，假设充满度为0.75，查水力学图，流速为0.85m 3/s，i =0. 00057
（3）进水管头损失h 1，设有一个全开阀门。则
v 120. 852 h 1=ξ1=0. 37⨯=0. 0136m
2g 2⨯9. 81
（4）假设选用泵的扬程为8m ，查手册，可采用300QW900-8-37潜水排污泵。
表 250QW600-7-22潜水排污泵技术参数
排出口径 流量 扬程 转速 功率 效率 重量 （kg ） 1150
（mm ） （m 3/h） （m ） 300
900
8
（r/min） （kW ） （%） 980
37
84.5
（5）总扬程核算： ∆h =20-(15+1. 2⨯0. 75-0. 0133) =4. 11m 经过中格栅的水头损失为0.041m
出水管 Q =799/2=399. 5L /s 取900mm 的钢筋混凝土管，查水力学图，设h /D =0. 70，则v =0. 85m /s ，i =0. 00084
出水管头损失h 2 ，根据泵的选型，设有两个90º的弯头，一个三通，一
2
v 20. 852
个截止阀，则h 2=ξ2=8. 5⨯=0. 313m
2g 2⨯9. 81
泵外管线水头损失，拟建25m 管长至处理构筑物，则
h =25⨯0. 00084=0. 021m
考虑安全水头0.5m ，站内管线水头损失为1.5m ，则扬程
6+0. 313+0. 021=6. 4573m
符合所选泵，故可选择300QW900-8-37潜水排污泵。 二、计量井
电磁流量计：Q=0~3000 m3/h，Φ=800mm,2台 三、细格栅渠及旋流沉砂池 细格栅渠： 1、设计参数：
设计流量Q max =0.799 m3/s
栅前流速v 1=0.7m/s，过栅流速v 2=0.8m/s 栅条宽度s=0.01m，格栅间隙e=10mm 格栅倾角α=70° 2、计算草图如下
进水
图3 细格栅计算草图
3、细格栅的设计计算 ①栅条间隙数：
n 细=
Q max sin α
e 细hvm
式中：n 细—细格栅间隙数
Q max —最大设计流量，0. 799m 3/s e 细—栅条间隙，取 10mm ，即 0.01m ；
h —栅前水深，取0.4m v —过栅流速，取 0.8m/s；
α—格栅倾角，取70︒；
m —设计使用的格栅数量，本设计中格栅取使用 2 道
n 细=
0. 799⨯sin 70︒
=121. 02 取122根
0. 01⨯0. 4⨯0. 8⨯2
②栅槽宽度
B =s (n 细-1) +en
式中：B —栅槽宽度，m ；
s —格条宽度，取0. 01m 。
B =0. 01⨯(122-1)+0. 01⨯122=2. 43m 取B =2. 5m 细格栅的栅前进水渠道渐宽部分长度 L 1 根据最优水力断面公式B 1=
Q max 0. 799
==1. 11m 2vh 2⨯0. 9⨯0. 4
设进水渠宽B 1=1. 11m ，渐宽部分展开角α1=20︒，
L 1=
B -B 12. 5-1. 11
==1. 91m
2tan 20︒2tan 20︒
④细格栅与出水渠道连接处渐窄部分长度 L 2
L 2=
L 1
=0. 96m 2
⑤细格栅的过栅水头损失
v 2
h 细=k β(s /b )⋅⋅sin α
2g
43
式中：h 细—细格栅水头损失，m ；
β—系数，当栅条断面为矩形时候为2.42；
k —系数，一般取 k=3。
0. 82
h 细=3⨯2. 42(0. 01/0. 01⨯⨯sin 75︒=0. 229m
2⨯9. 81
43
⑥栅后槽总高度
设栅前渠道超高h 2=0.3m，有：
H =h +h 细+h 2=0. 4+0. 229+0. 3=0. 929m
为避免造成栅前涌水，故将栅后槽底下降h 细作为补偿。 ⑦栅槽总长度
L =L 1+L 2+0. 5+1. 0+式中：L —栅槽总长度，m ；
L =1. 91+0. 96+0. 5+1. 0+
0. 7
=4. 62m
tan 70︒
(h +h 2)
t a n 70︒
⑧每日栅渣量
w =
Q max ⋅w 0⋅86400k 总⨯1000
式中：式中：w —每日栅渣量，m 3/d
w 0—栅渣量，m 3/103m 3污水，当栅条间隙为16~25mm，
w 0=0. 10-0. 05m 3/103m 3污水；当栅条间隙为30~50mm，w 0=0. 03-0. 01m 3/103m 3污
水。取w 0=0. 01m 3/103m 3污水
w =
0. 799⨯0. 1⨯86400
=5.0m 3/d >0. 2m 3/d ，故采用机械清渣。
1. 38⨯1000
4、格栅除污机的选择
根据计算，可选用云南电力修造厂江苏一环集团公司生产的ZSB-4000型转刷网箅式格栅除污机，主要技术参数：
表3-2 XHG-2600型旋转式格栅除污机技术参数
5、旋流沉砂池：
①设计参数：
a. 旋流沉砂池最高时设计流量时，停留时间不应小于30s ，设计水力表面负荷宜为150-200m 3/(m 2⋅h )，有效水深宜为1.0-2.0m ，池径与池深比宜为2.0-2.5
b. 最大设计流速为0.25m/s，最小设计流速为0.15m/s； c. 沉砂池的超高取0.3m 。
Q max 799==399. 5L /s 。 选定两座旋流沉砂池，则Q =22
②计算草图如下：
图 钟氏旋流沉砂池各部尺寸图 表 旋流式沉砂池的部分尺寸（m ）
排砂方法：
本设计采用空气提升器排砂，该提升装置由设备厂家与桨叶分离机成套供应 ④排砂量计算 城镇污水的沉砂量按20m 3/106m 3污水计算，其含水率为60%，
⨯20⨯10-6=1. 0m 3/d 容重约为1500kg /m 3，则总沉砂量为 50000
沉砂池的沉砂经排砂泵装置排除的同时，往往是砂水混合体，为进一步分离砂和水，需配套砂水分离器。清除沉砂的时间间隔为2d ，根据排砂量2m 3/次，选用LSSF-260无轴螺旋砂水分离器。 四、配水井
计算如下： 1、配水井中心管径：
D 1=
4Q 1
πv 1
式中：Q 1——集配水井的设计流量，m 3/s ，本设计取0.799m 3/s 。
m /s ，一般采用≥0. 6m /s ，本设计取0.85m /s 。 v 1——中心管内污水流速，
D 1=
4Q 14⨯0. 799
==1. 09m ，故本设计取1.1m 。 πv 13. 14⨯0. 85
2、配水井的直径：
D 2=
4Q 1
+D 12 πv 2
m /s ，v 2—配水井内污水流速，式中：一般采用0.2-0.4m /s , 本设计取0.3m /s 。
D 2=
4Q 14⨯0. 7992
+D 12=+(1. 1)=2. 15m ，故本设计取1.5m 。 πv 23. 14⨯0. 3
3、集水井的直径：
D 3=
4Q 12
+D 2
πv 3
式中：v 3——集水井内污水流速，m/s，一般采取0.2~0.4m/s，本设计取0.3；
D 3=
4Q 14⨯0. 7992
+D 2=+2. 152=2. 83m ，故本设计取2.83m 。 πv 33. 14⨯0. 3
4、顶堰设计计算：
混合液从配水井底中心进入，经相等宽度的2个堰口流入2个水斗，再由管道接入2座辐流式沉淀池。每个沉淀池的分配水量为
q =
Q 10. 799
==0. 40m 3/s ，采用矩形宽顶溢流堰。 22
(1)堰上水头H
设计拟采用堰高H=0.5m 矩形堰的流量 q =m 0bH 2gH
3
式中：q ----矩形堰的流量，m /s
H ----堰上水头，m b ----堰宽，m ，取0.6m
m 0----流量系数，通常采用0.327---0.332，在此取0.327
2
q 20. 40则： H =(22) =() =0. 60m 22
0. 327⨯0. 6⨯2⨯9. 8m 0b 2g
基本与设计拟定堰高相等，则符合要求 (2)堰顶厚度B
根据有关试验资料，当2.5
二沉池设计进水管径为800mm, 即D=0.8m
0. 799
4Q 则流速为v ===0. 80m /s 符合流速 0.6-0.9m/s 22πD 3. 14⨯0. 8
'
4⨯
(4) 配水漏斗上口口径D 4 按配水井内径的1.5 倍设计
D 4=1. 5D 1=1. 5⨯1. 1m =1. 65m =1650mm （取1700mm ）
五、生物脱氮除磷氧化池 改良型氧化沟的设计说明
氧化沟是活性污泥法的改良和发展，曝气池呈封闭渠道形，污水和活性污泥循环水流的作用下混合接触，完成有机物的净化过程，又称循环曝气池。氧化沟在流态上介于推流式和完全混合式之间，局部流态为推流式整体为完全混合状态，同时具有这两种混合方式的某些特点。在氧化沟中，污水和活性污泥的混合液在外加动力的作用下，不停的循环流动，有机物在微生物的作用下得到降解。该工艺对水温、水质和水量的变化有较强的适应性，污泥龄长、剩余污泥少。对于城市污水，氧化沟系统通常的预处理采用粗细格栅和沉淀池，一般不设初沉池。混合液在沟内的循环速度为0.25～0.35m/s，以确保混合液呈悬浮状态。氧化沟污泥回流比采用60%～200%，涉及污泥浓度为1500～5000mg MLSS/L,氧化沟中的氧转移效率为1.5～2.1kg/(kw·h) 。
氧化沟工艺的重要设计参数及相应取值如下： （1）、厌氧池的水力停留时间为0.5~1.0h 。
（2）、氧化沟的设计泥龄范围为4～48d, 通常的泥龄取值为10～30d ；氧化沟常用的设计有机负荷取值为0.16～0.35 BOD 5kg/(m3·d) ；污泥负荷为0.03～0.10 BOD 5kg/(kgMLSS·d) 。
（3）、对于城市污水，水力停留时间采用的数值为6～30h. 。
（4）、进水和回流污泥点宜设在缺氧区首端，出水点宜设在充氧器后的好氧区。氧化沟的超高与选用的曝气设备类型有关，当采用转刷、转碟时，宜为0.5m ；当采用竖轴表曝机时，宜为0.6～0.8m ，其设备平台宜高出设计水面0.8～1.2m 。 （5）、氧化沟的有效水深与曝气、混合和推流设备的性能有关，宜采用3.5～4.5m 。
（6）、根据氧化沟渠宽度，弯道处可设置一道或多道导流墙；氧化沟的隔流墙和导流墙宜高出设计水位0.2～0.3m 。
（7）、氧化沟内的平均流速宜大于0.25m/s，混合液在渠内流v=0.4～0.5m/s.
设计中取两座改良型氧化沟，总设计流量为50000 m3/d，则每座流量为25000 m 3/d
1、设计参数
m /d ① 设计流量 Q 50000
城市生活污水MLVSS/MLSS=0.75
考虑污泥稳定化：污泥产率系数Y=0.55；混合液悬浮固体浓度（MLSS)X=4000mg/L；混合液挥发性悬浮固体浓度（MLVSS)X v =2800mg/L；污泥龄θc =30d；自身氧化系数K d =0.055d-1;20℃时脱硝速率q dn =0.035kg还原的NO 3--N/(kgMLVSS.d)。
②确定其进水水质参数如下：
BOD 5=120mg/L CODcr =240 mg/L SS=220 mg/L NH 3-N=25 mg/L TP=2.0-3.0mg/L 设进水TKN=35mg/L 碱度S ALK =280mg/L ③设计出水水质
符合城市污水排放一级A 标准：
BOD5≤20mg/L CODcr ≤60 mg/L SS≤20mg/L
3
NH 3-N ≤15mg/L 出水TN=20mg/L 磷酸盐（以P 计）≤0.5mg/L 2、设计计算 （1）去除BOD 5。
①氧化沟出水溶解性BOD 5浓度S
S=S0-1.42(MLVSS/MLSS)×MLSS ×(1-e-0.23×5) =20-1.42×0.75×20×(1-e-0.23×5)=5.44(mg/L) ②好氧区容积V 1. 好氧区计算采用动力学计算方法。
V 1=
Y θC Q (S 0-S ) 0. 55⨯30⨯50000⨯(0. 12-0. 00544)
(m==127373)
X v (1+K d θc ) 2. 8⨯(1+0. 055⨯30)
③好氧区停留时间t 1
t 1
=V 1÷Q =12737÷50000(d ) =0. 25(d ) =6. 11h
④剩余污泥量△X △X=Q△S(
Y
）+QX1-QX e
1+K d θc
=50000×(0.12-0.00544)×(
0. 55
)+50000×(0.25×0.22)-50000×
1+0. 055⨯30
0.02
=2938.83（kg/d)
⑤每日除1kgBOD 5产生的干污泥量 =
∆X 2938. 83
==0. 588(kgDS /kgBOD 5)
Q (S 0-S e ) 50000⨯(0. 12-0. 02)
(2)脱氮
①需氧化的氨氮量N 1。氧化沟产生的剩余污泥中含氮率为12.4%，则用于生物合成的总氮量为 NO =
需要氧化的NH 3-N 量N 1=进水TKN-出水NH 3-N-生物合成所需氮 NO
0. 124⨯1188. 83⨯1000
=2. 95(mg /L )
50000
=35-15-2.95=17.05(mg/L）
②脱氮量N r
r
N =进水TKN-出水TN-用于生物合成所需氮N o =35-20-2.95=12.05(mg/
L ）
③ 碱度平衡。一般认为，剩余碱度达到100mg/L(以CaCO 3计) ，即可保持pH ≧ 7.2，生物反应能够正常进行，每氧化1mgNH 3-N 需消耗7.14mg 碱度；没氧化1m gBOD 5产生0.1mg 碱度；每还原1mgNO 3--N 产生3.57mg 碱度。
剩余碱度S ALK1=原水碱度－硝化消耗碱度＋反硝化产生碱度＋氧化BOD 5产生碱度
=280-7.14×17.05+3.57×12.05+0.1×（120-5.44）=212.74（mg/L）
此值可以保持pH ≧7.2, 硝化和反硝化反应能正常进行。 ④脱氮所需容积V 2
脱硝速率 qdn(T)=qdn(20)×1.08T-20
14℃时q dn =0.035×1.0814-20=0.022kg还原的NO 3--N/kgMLVSS 脱氮所需的容积 V2=⑤脱氮水力停留时间t 2 t2=
V 29780. 84==0. 20(d)=4.69h Q 50000QN r 50000⨯12. 053
==9780. 84(m) q dn X V 0. 022⨯2800
(3)氧化沟总容积V 及停留时间t
V =V 1+V 2=12737+9780. 84=22517. 84(m 3)
. 84/50000=0. 45(d ) =10. 8(h ) t =V /Q =22517
校核污泥负荷 N =
QS 050000⨯0. 12
==0. 095[(kgBOD5/kgMLVSS.d)] X V V 2. 8⨯22517. 84
(4)需氧量
①实际需氧量AOR
AOR=去除BOD 5需氧量-剩余污泥中BOD u 的需氧量+去除NH 3-N 耗氧量-剩余污泥中NH 3-N 的耗氧量-脱氮产氧量 去除BOD 需氧量D 1为
D 1=a ' Q (S 0-S ) +b ' VX V =0. 52⨯50000⨯(0. 12-0. 00544) +0. 12⨯22517. 84⨯2. 8 =10544.55(kg/d)
剩余污泥中BOD 的需氧量D 2(用于生物合成的那部分BOD 需氧量）为
D2=1.42△X 1=1.42×1188.83=1688.14(kg/d) 每硝化1kgNH 3-N 需要消耗4.6kgO 2, 则去除NH 3-N 的需要量D 3为 D3= 4.6×（TKN-出水NH 3-N ）×Q/1000 =4.6×(35-20)×50000/1000=3450 (kg/d) 剩余污泥中NH 3-N 的耗氧量D 4为
D4=4.6×污泥含氮率×氧化沟剩余污泥△X 1 =4.6×0.124×1188.83=678.11(kg/d) 每还原1kgN 2产生2.86kgO 2，则脱氮产氧量D 5为
D 5=2.86×脱氮量=2.86×12.05×50000/1000=1723.15(kg/d) 总需氧量AOR=D1-D 2+D3-D 4-D 5
= 10544.55- 1688.14+ 3450- 678.11- 1723.15= 9905.15(kg/d)
考虑安全系数1.4，则
AOR=1.4×9905.15=13867.21(kg/d) 每去除1kgBOD 5的需氧量 =
AOR 13867. 21
==2. 42(kgO 2/kgBOD 5)
Q (S 0-S ) 50000⨯(0. 12-0. 00544)
标准状态下需氧量SOR SOR=
AOR ⨯C S (20)
α(βρC S (T ) -C )
式中C S(20)取9.17mg/L,T取25℃，C S(T)取8.38mg/L,C取2mg/L，α取0.85，β取0.95。
ρ=
所在地区实际气压0. 921
==0. 909
1. 013⨯1051. 013
SOR=
13867. 21⨯9. 17
=25374. 33(kg/d) 25-20
0. 85⨯(0. 95⨯0. 909⨯8. 38-2) ⨯1. 024
每去除1kgBOD 5的标准需氧量 =
SOR 25374. 33
==4. 43(kgO 2/kgBOD 5)
Q (S 0-S ) 50000⨯(0. 12-0. 00544)
(5)氧化沟尺寸 设氧化沟3座，单座氧化沟有效容积
V单=V/3=22517.84/3=7506(m3)
取氧化沟有效水深H=5m,超高1m, 氧化沟深度为h=5+1=6m。中间分隔墙厚度为0. 25m 。
氧化沟面积 A= V单/h=7506/6=1250.99(m2)
b 7
==1. 17介于1~2之间，符合规定 则 h 6
2⨯7+0. 252
2⨯3. 14⨯()
4⨯7+3⨯0. 2521弯道部分的面积A 1=+() ⨯3. 14⨯
222
单沟道宽度b=7m,
=159.48+324.59=484.07(m2) 直线段部分面积A 2=A-A1=1250.99-484.07=766.92(m2) 单沟直线段长度L=
A 2766. 92
==27. 39m 取28m 。 4b 4⨯7
L 4⨯28
==16>10, 符合规定。 b 7
Q 50000
=1.75×=0.113(m3/6⨯324⨯60⨯60⨯3⨯3
（6）进水管和出水管 污泥回流比R=75%,进水水管流量 Q1=(1+R)×s)
进水管 管径取D 1=450mm v 1=
4Q 14⨯0. 113
==0. 711(m /s ) πD 123. 14⨯0. 452
进水管流速要求 0.6～0.8m/s，符合要求
（7）出水堰及出水竖井 初步估算δ/H
Q 1. 86H
3232
=
0. 1131. 86⨯0. 2
=0. 68(m)
为方便设备的选型，堰宽b 取3.20m, 校核堰上水头H
Q 20. 1132
H =() =() =0. 071(m)
1. 86b 1. 86⨯3. 20
②出水竖井。考虑可调堰安装要求，堰两边各留0.2m 的操作距离。
出水竖井长 L=0.071×2+3.2=3.4(m)
出水竖井宽B=1.4m(满足安装要求），则出水竖井平面尺寸L ×B=3.8m×1.4m, 氧化沟出水孔尺寸为b ×h=3.2m×0.5m 。
（8）曝气设备选择 单座氧化沟需氧量SOR 1, 为
SOR1=SOR/n 式中，n 为氧化沟数
SOR1=25374.33/3=8458.11（kgO 2/d)=352.42（kgO 2/h)
每座氧化沟设2台卡鲁塞尔专用表面曝气机。充氧能力为2.1kgO 2/(KW.h),则所需电机功率N=
352. 42
=83. 91(KW ) ，取N=85KW。表面曝气机叶轮直径D=2000mm。 2⨯2. 1
六、二沉池的设计计算： 设计参数：
本设计中二沉池采用中心进水周边出水的辐流式沉淀池（2座）。二沉池的设计参数可采用经验数据或按表2的规定取值。经验数据和表2均来自于《室外排水设计规范》（GB50014-2006）或《污水处理构筑物设计与计算》。 （1）沉淀池的超高不应小于0.3m 。 （2）沉淀池的有效水深宜采用2.0～4.0m 。
（3）水池直径(或正方形的一边) 与有效水深之比为6～12，水池直径不大于50m 。 （4）沉淀池的直径一般不小于10m ，当直径小于20m 时，可采用多斗排泥；当直径大于20m 时，应采用机械排泥。
（5）当采用机械排泥时，刮泥机由桁架及传动装置组成。当池径小于20m 时，用中心传动；当池径大于20m 时，用周边传动，将污泥推入污泥斗，然后用静水压力或污泥泵排除；当作二次沉淀池时，沉淀的活性污泥含水率高达99%以上，不可能被刮板刮除，可选用静水压力排泥。
（6）活性污泥法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按不大于2h 的污泥量计算，并应有连续排泥措施；生物膜法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按4h 的污泥量计算。
（7）当采用污泥斗排泥时，每个污泥斗均应设单独的闸阀和排泥管。污泥斗的斜壁与水平面的倾角，方斗宜为60°，圆斗宜为55°。 （8）坡向泥斗的底坡不宜小于0.05。
（9）缓冲层高度，非机械排泥时宜为0.5m ；机械排泥时，应根据刮泥板高度确定，且缓冲层上缘宜高出刮泥板0.3m ；
表2 沉淀池设计数据
（2）设计计算
（1) 单座二沉池表面积：
A 单池=
Q max 2876. 42
==958. 81m 2=959m 2 nq 2⨯1. 5
式中：A 单池——池表面积，m 2；
Q max ——最大设计流量，69034m 3/d=2876.42m3/h ；
q ——表面水力负荷。采用活性污泥法后的表面水力负荷为
0.6~1.5[m3/(m2·h)]，故本设计采用1.5m 3/m 2⋅h 。
（2) 二沉池的直径：
D =
4A 单池
π
=
4⨯959
=34. 95m ≤50m ，取35m 符合设计要求。
3. 14
（3) 沉淀部分有效水深：
h 2=q ⋅t =1. 5⨯1. 5=2. 25m
式中：h 2——有效水深；
t ——沉淀时间，，一般沉淀时间取1-1.5h ，本设计取t=1.5h； 因为
D 35
==15. 56 h 22. 25
根据设计参数，沉淀池的有效水深宜介于2.0～4.0m ，并且水池直径与有效水深之比为6～12。符合设计要求，因此，有效水深为2.25m 。 （4) 污泥区的容积
V S
3m ：（）
由于活性污泥法处理后的二次沉淀池污泥区容积，宜按不大于2h 的污泥量计算，故污泥区容积按2h 贮泥时间(即t s =2h ) 确定。
V S =RQt s =0. 75⨯2876. 42⨯2=4314. 63m 3
式中：V S ——污泥区的容积，m ；
3
R ——最大污泥回流比 ；
3
m /h ； Q——最大时流量,
'
设计中有2座二沉池，则每个沉淀池污泥区的容积 V =
4314. 63
=2157. 32m 3 2
（5) 污泥区高度h 4 ①污泥斗高度
由于坡向泥斗的底坡不宜小于0.05，故设坡向泥斗的底坡为0.05。且设污泥斗底部直径D 2=1.5m,上部直径D 1=3.0m,倾角60º，则：
h 4=
'
D 1-D 2
⨯tg 600=1. 299m =1. 3m 2
V 1=
πh 4'
12
⨯(3. 02+3. 0⨯1. 5+1. 52) =5. 36m 2
②圆锥体高度
h 4=
' '
D -D 130-3
⨯0. 05=⨯0. 05=0. 675m 22
2
V 2=
πh 4' '
12
⨯(D 2+DD 1+D 1) =
π⨯0. 675
12
⨯(302+30⨯3+32) =176. 54m 3
③竖直段污泥部分的高度
h 4=
' ' '
V -V 1-V 2937. 5-5. 36-176. 54==1. 087m
A 单池695
污泥区的高度污泥区的高度
h 4=h 4+h 4+h 4=1. 3+0. 675+1. 087=3. 062m
（6) 沉淀池的总高度H
由于沉淀池的超高不应小于0.3m ，故本设计设超高h 1=0.3m。
由于二沉池的直接D=35m，故本设计采用周边传动的刮吸泥机排泥。周边传动刮泥机性能见表3，表3来自《给水排水设计手册》第11册。由设计参数可知，缓冲层高度，非机械排泥时宜为0.5m ；机械排泥时，应根据刮泥板高度确定，且缓冲层上缘宜高出刮泥板0.3m 。由于二沉池的直径D=23m接近20m ，故本设计缓冲层高度采用非机械排泥时的高度，即h 3=0.5m。
表3 周边传动刮泥机性能
' ' ' ' ' '
故沉淀池的总高度为：
H =h 1+h 2+h 3+h 4=0. 3+2. 25+0. 5+3. 062=6. 112m
图3-4 辐流式沉淀池图
2、二沉池进出水管路计算 (1)设计参数：
二沉池的设计参数可采用经验数据。以下经验数据来自于《室外排水设计规范》（GB50014-2006）或《污水处理构筑物设计与计算》。
（1）进水处设闸门调节流量，进水中心管流速大于0.4m/s，进水采用中心管淹没式潜孔进水，过孔流速0.1~0.4m/s，潜孔外侧设穿孔挡板式温流罩，保证水流平稳。
（2）为了使布水均匀，进水管四周设穿孔率为10%~20%。出水堰采用锯齿三角堰，堰前设挡板，拦截浮渣。
（3）二次沉淀池的出水堰最大负荷不宜大于1.7L/(s•m)
（4）出水处设挡渣板，挡渣板高出池水面0.15~0.2m，排渣管直径大于0.2m ，出水周边采用锯齿三角堰，汇入集水渠，渠内水流速为0.2~0.4m/s。
（5）排泥管的直径不应小于200mm ，管内流速大于0.4m/s，排泥静水压力1.2~2.0m，排泥时间大于10min 。 （2）设计要求：
（1）进水管流速v 1=0.6～0.8m/s （2）中心管流速v 2=0.2～0.4m/s （3）中心管出水流速v 3=0.1～0.2m/s （4）中心管外的流速v 4=0.05m/s （5）中心管开孔高度h=0.5m （6）中心管开孔宽度b= =0.25m (3)池内管路的计算及校核：
（1）单池流量为：
Q =
Q max 2
=
69034
=1438. 21m 3/h =0. 40m 3/s 2（2）进水管：取D 1=900mm
v 1=
4Q 4⨯0. 40
==0. 63m /s πD 123. 14⨯0. 902
v 1=0. 63m /s ，在0.6～0.8 之间, 满足要求。 （3）进水竖井：取D 2=1200mm
v 2=
4Q 4⨯0. 40
==0. 35m /s 223. 14⨯1. 2πD 2
v 2=0. 35m /s ，在0.2～0.4 之间，满足要求。 （4）设v 3= 0.20m/ s，可算出中心管开孔数：
n =
Q 0. 48
==19. 2个 ，故本设计取20个。 v 3bh 0. 20⨯0. 25⨯0. 5
2
则：D 4=D 2+
2Q 2⨯0. 40
=1. 22+=2. 56m π⋅v 43. 14⨯0. 05
（5）挡板的设计：
'
h 挡板高度：穿孔挡板的高度为有效水深的1/2～1/3，本设计取1/2。
则：
h ' =
h 22. 25
==1. 125m 22
穿孔面积：为了使布水均匀，挡板上开孔面积为总面积的10～20%，故取15%。 则：
F ' =15%⋅F =0. 15⨯π⨯D 4⨯h ' =0. 15⨯3. 14⨯1. 47⨯1. 125=0. 779m
开孔个数n ：孔径为100mm 。 则：
2
4F ' 4⨯0. 779
n ===99. 23个，故本设计取100个。
π⋅d 23. 14⨯0. 12
（6）拦浮渣设施及出水堰计算：
拦浮渣设施，浮渣用刮板收集，刮渣板装在刮泥机行架的一侧，在出水堰前设置浮渣挡板，以降低后续构筑物的负荷。
（7）环形集水槽的设计
环形集水槽内流量：q 集=
Q 单0. 40
==0. 20m 3/s 22
本设计采用周边集水槽，单侧集水，每侧只有一个总出水口。 集水槽宽度为：
0. 4
b =0. 9⨯(k ⋅q 集) 0. 4=0. 9⨯（1. 3⨯0. 20）=0. 53m
式中：b ——集水槽宽度；
k ——安全系数，采用1.5～1.2，本次设计取k = 1.3。
集水槽起点水深为：
h 起=0. 75⋅b =0. 75⨯0. 53=0. 40m
集水槽终点水深为：
h 终=1. 25⋅b =1. 25⨯0. 53=0. 66m
槽深h 起+h 终=0. 40+0. 66=1. 06m ，故取1.1m 。 （8）出水溢流堰的设计：
采用出水三角堰（90°）
设计堰上水头（即三角口底部至上游水面的高度）H 1=0.05m 每个三角堰的流量q 1：
q 1=1. 343H 1
三角堰个数n 1：
2. 47
=1. 343⨯0. 052. 47=8. 214⨯10-4m /s
Q 单0. 40n 1===486. 97个，本设计取487个 -4
q 18. 214⨯10
三角堰中心距： L 1=
L π(D -2b ) 3. 14⨯(35-2⨯0. 53) ===0. 22m 七、 n 1n 1487
七、紫外线消毒渠 设计计算 （1）峰值流量
Q max
=69034m 3/d
Q
⨯2. 5=33根3800
灯管数初步选用UV4000PLUS 紫外消毒设备，每3800m3/d需2.5根灯管
故
n =
n max =
Q max
⨯2. 5=46根3800
拟采用6根灯管为一个模块，则模块数N 为5..5个
A =
渠道过水断面积
Q 69034
==2. 66m 2v 0. 3⨯24⨯3600
渠道宽度
B =
A 2. 66==2. 06m H 1. 29 取2m
若灯管间距为30cm ，沿渠道宽度可安装6个模块，故选取UV4000PLUS 系统，两个UV 灯组，每个灯组3个模块。
渠道长度：每个模块长度为2.46m ，两个灯组间距1.0m ，渠道出水设堰板调节。调节堰与灯具相隔1.5m ，则渠道总长为：
L =2⨯2. 46+1. 0+1. 5=7. 42m
t =
复核辐射时间 (4)计算草图
2⨯2. 46
=16. 4s 0. 3 符合要求
图3-5 紫外线消毒渠道布置图 八、计量堰
（1）计量堰水头损失计算
n 1. 537
Q =CH =1. 038H 11计量堰内水流按自由流计，当b=0.45m时，
则H 2/H 1=0. 6 解得上游水深 H 1=0. 56m H 2=0. 336m
Q 0. 799
v ===1. 40m /s
B 1H 11. 02⨯0. 56上游流速
（2）上游渠道水力计算
过水断面：F 1=B1×H 1=1.02×0.56=0.57m2 湿周：f 1=B1+2H1=1.02+2×0.56=2.14m 水力半径：R 1= F1/f1=0.57/2.14=0.27m
v 1=
上游流速：
Q 0. 799
==1. 40m /s B 1H 11. 02⨯0. 56
2
-3
⎛i 1= vnR
⎝水力坡度：
⎫⎛
⎪= 1. 40⨯0. 014⨯0. 27⎪ ⎭⎝
2
2-3
⎫
⎪=0. 0022⎪⎭
2
（3）下游渠道水力计算
过水断面：F2=B2H2=0.75×0.336=0.252m2 湿周：f2=B2+2H2=0.75+2×0.336=1.422m 水力半径：R 2= F2/f2=0.252/1.422=0.18m
v 2=
下游流速：
Q 0. 799
==3. 17m /s B 2H 20. 75⨯0. 336
2
-3
⎛i 2= vnR
⎝水力坡度：
⎫⎛
⎪= 3. 17⨯0. 014⨯0. 18⎪ ⎭⎝
2
2-3
⎫
⎪=0. 0194⎪⎭
2
（4）计量堰及上下游渠道水头损失
计量堰上游水头损失为：3.24i 1=0.0022×3.24=0.007128m 计量堰下游水头损失为：5.40i 2=0.0194×5.40=0.10476m 取计量堰本身的水头损失为：0.20m
计量堰总水头损失为：h=0.20+0.007128+0.10476=0.31m，取0.3m
3
Q =0. 799m /s ，L =100m ，选（5）计量堰至河：采用重力流铸铁管，
DN =1200mm 。
（6）计算草图
图3-6 巴氏计量堰计算图
九、污泥处理系统的设计 1. 污泥浓缩池 设计参数
（1） 污泥初始含水率为99.5% （2） 浓缩时间采用16h （3） 浓缩池有效水深采用3m （4） 浓缩后污泥含水率97% （5） 贮泥时间采用5h
2
N =50kg /(m ∙d ) （6） 污泥固体负荷采用wg
（7）每座池的设计进泥量 Q W =
2938. 83/1000
=587. 77m 3/d =24. 49m 3/h ，
1-0. 995
设计计算 计算如下：
采用一座连续辐流式圆形重力污泥浓缩池，用带栅条的刮泥机刮泥，采用静压排泥。
（1) 浓缩池的面积：
F =
（2）浓缩池的直径：
Q W C 0587. 77⨯6. 6
==77. 59m 2 N wg 50
D =
4F
π
=
4⨯77. 59
π
=9. 94m 取D =10m
（3）有效水深： h 1=（4）有效容积： V （5）确定泥斗尺寸
浓缩后的污泥体积为：
QT 587. 77⨯16
==5. 05m 24F 24⨯77. 59
=Fh 1=391. 85m 3
Q W (1-P 587. 77⨯(1-0. 995) 1) Q ' W ===97. 96m 3/d =4. 08m 3/h 1-P 21-0. 97
贮泥区所需容积：
3
V =5Q ' =5⨯4. 08=20. 40m 按5h 泥量计，则 2 W
泥斗容积：
V 3= 取r 1
πh 4
3
(r
2
1+r 1r 2+r 22
)
=2. 0m , r 2=1. 0m
h 4 V 3=
=(r 1-r 2)⨯tan 60︒=1. 73m
3
⨯2. 02+2. 0⨯1. 0+1. 02=12. 70m 3
π⨯1. 73
()
设池底坡度为0.07，则池底坡降
i (D -2r 1)0. 07⨯(10-2⨯2)==0. 21m h 5=
22
池底可贮泥容积：
V 4=
πh 5
3
(R
2
1
+R 1r 1+r =
21
)
π⨯0. 21
3
⨯102+10⨯2+22=27. 26m 3
()
总贮泥容积为：V
=V 3+V 4=12. 70+27. 26=39. 96m 3
浓缩池总高度： 超高h 2取0.3m ，缓冲层高度h 3取0.3m
H =h 1+h 2+h 3+h 4+h 5
=5. 05+0. 3+0. 3+1. 73+0. 21 =7. 59m
2、贮泥池 ①设计参数
进泥量：经浓缩排出含水率P 2＝97%的污泥Q w′=97.96m3/d，设贮泥池1座，贮泥时间T ＝0.5d=12h ②设计计算
池容为V
=Q ' W T =97. 96⨯0. 5=48. 98m 3
贮泥池尺寸（将贮泥池设计为正方形）
L ⨯B ⨯H =6⨯3⨯4 有效容积 V =6⨯3⨯3. 5=63m 3（考
虑0.5m 的超高） ③脱水机房
采用带式压滤机机械脱水。 1）设计计算 a. 浓缩后污泥量 Q ' W b. 脱水工艺
（1）污泥脱水主要采用机械压缩方法，采用聚丙烯酰胺作为脱水剂投加量为0.15~0.5%，取0.2%计算脱水剂用量为
=97. 96m 3/d
M =97. 96⨯(1-97%)⨯0. 2%⨯103=5. 88kg /d
（2）以压滤脱水后产生的污泥含水率为70%计
则每天压滤脱水产生的污泥量为 Q =97. 96⨯
每小时压滤脱水产生的污泥量 Q ' =
4、污泥回流泵房
（1）设计参数：污泥回流比R=75%
污泥回流量100-97=9. 80m 3/d 100-709. 80=0. 41m 3/h 24
Q R =R Q =0. 75⨯50000=37500m 3/d =1562. 5m 3/h
（2）设计计算
二沉池水面相对地面标高为0.087m ，回流污泥泵房泥面相对标高为-1.960m ，A 2/O反应池水面相对标高为0.645m ，则污泥回流泵所需提升高度为0.645-（-1.960）=2.605m。
两座A 2/O反应池设一座回流污泥泵房，内设3台泵(2用1备) ，则单泵流量Q R 单11=Q R =⨯1562. 5=781. 25m 3/h 22
5、剩余污泥泵房
（1）设计计算
设一座剩余污泥泵房，污水处理系统每日排出污泥为2305m 3。
辐流式浓缩池最高泥位（相对地面）为-3.658m ，剩余污泥泵房最低泥位为-5.0m ，则污泥泵静扬程为H 0=5-3. 658=1. 342m 。设污泥输送管道压力损失为6m ，自由水头为1.2m ，则污泥泵所需扬程为
H =H 0+6+1. 2=8. 542m