硝基苯废水处理工艺设计方案(DOC 31页)

硝基苯废水处理工艺设计方案(DOC 31页)
目录
第一章处理工艺的文献综述 3
1.1含硝基苯废水对环境的危害 3
1.2处理硝基苯的技术方法现状 3
1.2.1 物理法 3
1.2.2 化学法 3
1.2.3 生物法 4
第二章工程设计资料与依据 5
2.1 废水水量 5
2.2 设计进水水质 5
2.3 设计出水水质 5
2.4 设计依据 6
2.5 设计原则与指导思想 6
第三章工艺流程的确定 6
3.1 废水的处理工艺流程 6
3.2 工艺流程说明7
3.3 工艺各构筑物去除率说明8
第四章构筑物设计计算8
4.1 设计水量的确定8
4.2 调节池 8
4.3 微电解塔9
4.4 FENTON氧化池11
4.5 中和反应池12
4.6 沉淀池 13
4.7 生活污水格栅15
4.8 生活污水调节池17
4.9 生化处理系统18
4.10 二沉池19
4.11 污泥浓缩池21
第五章构筑物及设备一览表23
5.1 主要构筑物一览表23
5.2 主要设备一览表24
第六章管道水力计算及高程布置24
6.1 平面布置及管道的水力计算24
6.2 泵的水力计算及选型26
6.3 高程布置和计算28
第七章参考文献32
第一章处理工艺的文献综述
1.1含硝基苯废水对环境的危害
硝基苯，分子式为C5H6NO2，相对分子量为123，相对密度(水=1)1.20，熔点在5.7℃，沸点是210.9℃。

硝基苯是淡黄色透明油状液体，有苦杏仁味，不溶于水，溶于乙醉、乙醚、苯等多数有机溶剂。

用于溶剂，制造苯胺、染料等。

环境中的硝基苯主要来自化工厂、染料厂的废水废气，尤其是苯胺染料厂排出的污水中含有大量硝基苯。

硝基苯在水中具有极高的稳定性，由于其密度大于水，进入水体后会沉入水底，长时间保持不变。

又由于其在水中有一定的溶解度，所以造成的水体污染会持续相当长的时间。

硝基苯类化合物化学性能稳定，苯环较难开环降解，常规的废水处理方法很难使之净化。

因此，研究硝基苯类污染物的治理方法和技术十分必要。

1.2处理硝基苯的技术方法现状
1.2.1 物理法
对含高浓度硝基苯的工业废水，采用物理手段处理既可降低硝基苯的浓度，改善废水的可生化性，又可以回收部分硝基苯，实现资源利用最大化。

主要的物理处理方法有：吸附法、萃取法和汽提法。

对于吸附法，硝基苯废水处理研究中颗粒状活性炭、炉渣、有机膨润土等都是应用较多的吸附剂。

赵钰等[1]在用活性炭吸附法处理含芳香族硝基化合物的染料废水的工程试运行中，COD平均值由209mg/L下降至119mg/L。

对于萃取法，目前一般采用多级萃取法或萃取法与其他方法协同处理。

林中祥等人[2]用N5O3—苯做萃取剂对硝基苯生产废水进行处理，萃取两次可使硝基苯含量达国家一级排放标准。

对于汽提法，用于处理高浓度硝基苯废水，工艺上较为可行。

于桂珍等[3]利用汽提—吸附法处理硝基苯废水，实验表明，硝基苯的去除率可达90%以上，汽提后的废水经碳黑吸附，废水中硝基苯含量可降至10mg/L以下，效果较好
1.2.2 化学法
针对于处理硝基苯的化学法主要有电化学法和高级氧化法。

电化学氧化的基本原理有两
第二章工程设计资料与依据
2.1 废水水量
根据生产工艺及相关资料，生产废水的排放量为150 m3/d，工作方式为24小时工作制，生活污水300m3/d排放。

2.2 设计进水水质
（1）生产废水：200 m3/d
（2）生活污水：490 m3/d
2.3 设计出水水质
出水水质达到《污水综合排放标准》（GB8978－1996）三级标准后后排入建设单位所在化工园区的污水处理厂进行进一步生化处理，具体排放要求如下：
(注：盐分接管标准≤8000 mg/L后排入业主所在化工园区的污水处理厂处理)
2.4 设计依据
➢建设方提供的水质水量及排放标准资料；
➢《污水综合排放标准》（GB8978－1996）；
➢《室外排水设计规范》（GBJ14－87）；
➢《给水排水设计手册(第二版)》；
➢类似工程的经验、工艺参数和试验结果。

2.5 设计原则与指导思想
➢采用先进合理的处理工艺，保证污水达到最好的处理效果；
➢工艺许可的条件下尽量减少投资和用地面积；
➢操作维护简单；
➢操作运行可靠，运行费用控制较低。

第三章工艺流程的确定
3.1 废水的处理工艺流程
根据文献调查的结果并且结合类似工程的设计、操作参数，考虑到该企业废水中含有大量的有机物，COD很高，可生化性极差，同时废水排放量不是很大，因此综合多种因素考虑，决定采取物化处理与生化处理相结合的处理工艺，以化学法为主，操作简单，自动化程度高，COD、有机物去除率高，结合厌氧—好氧技术，可以确保稳定达标排放。

确定如下流程：
工艺流程如图1所示
铸铁屑+活性炭粒
H O 溶液
图1 硝基苯废水处理工艺流程
污泥处置流程见图2
沉淀池二沉池
污泥脱水机
泥饼外运处置
图2
硝基苯废水处理工艺污泥的处理流程
3.2 工艺流程说明
由于该废水COD 、硝基苯的浓度很高，所以在处理工艺上采取的方法是以物理化学处理为核心，通过物化+生化的组合有效地去除了COD 及特征污染物硝基苯、甲苯，排水达到《污水综合排放标准》三级标准。

现将流程说明如下：
含有硝基苯和甲苯的生产废水，在调节池中均质均量，以减缓对后续物化处理系统的冲击，在水质水量调节后，进入pH 调整池，将生产废水的pH 调整至3左右，以利于微电解操作。

微电解塔利用铁炭构成的原电池进行微电解，有效的去除硝基苯和甲苯，随微电解塔出水中的大量Fe 2+在Fenton 氧化池中作为H2O2的催化剂，进一步去除硝基苯、甲苯及其微电解产物，Fenton 氧化是利用高级氧化技术有效的去除COD 和特征污染物的方法，效率高，操作成本低。

在经过微电解和氧化后，废水中的COD 和特征污染物迅速下降，此时废水中依然含有大量的Fe 2+、Fe 3+离子，对其进行中和操作，可以产生大量的胶状絮体以进一步的去除废水的COD 。

至此，生产废水的物理化学处理完成。

在完成生产废水的物化处理后，在调节池中接入生活废水进行稀释配水，进入生化系统。

生化系统采用厌氧—好氧处理工艺，可确保各项指标达到《污水综合排放标准》三级标准。

沉淀池的污泥和二沉池污泥排入污泥浓缩池，经浓缩减量后由压滤泵压入板框压滤机脱水，脱至含水率75％左右。

污泥浓缩池上清液和压滤机滤液进入调节池再处理。

处理系统产生的污泥必须由危险固体废弃物处置中心进行妥善处置。

3.3 工艺各构筑物去除率说明
根据文献报道，结合确定的工艺流程，可以对COD 和特征污染物的去除率进行确定。

第四章 构筑物设计计算
4.1 设计水量的确定
生物处理池之前，各构筑物按最大日最大时流量设计，已知该厂生产废水流量Q=200 m 3/d ，废水流量总变化系数K z =1.2，故最大设计流量为：
3max z Q K Q 1.2200240(m /d)=⋅=⨯=，按照工作8h 计算，3max 240
Q =
30/8
m h = 4.2 调节池 (1)设计说明
调节池设计计算的主要内容是确定调节池的容积，该容积应当考虑能够容纳水质变化一
个周期所排放的全部水量。

调节池采用机械搅拌方式使水质均衡，防止沉淀。

(2)设计计算
（1）池子总有效容积 设停留时间t=12h t q V vmax ⋅=
式中：max v q ——最大设计流量，/h m 3； t ——水力停留时间，h 。

33012360()V m =⨯=
（2）池子表面积
)m (h
V A 2
=
式中：A ——调节池池表面积，2m ； V ——调节池的有效容积，3
m ；
h ——调节池的有效水深，m 。

调节池的有效水深2～2.5m ，现取h=2.5m 。

则
调节池的面积为： 2360
144()2.5
A m =
= （3）调节池尺寸
根据池体表面积为144m 2，现选择池长为16m ，池宽为9m ，池深超高0.5m 。

调节池尺寸为16×9×3(m)
（4）搅拌设备
在调节池中增加搅拌设备，以均衡水质，提高中和反应的效率。

选用机械搅拌，在池的对角上设置两个潜水搅拌器。

4.3 微电解塔
微电解塔运行的最佳工艺条作为：pH 值为3，反应时间60min ，Fe:C （质量比）=5:1，铁屑粒径5～10目左右。

（1）微电解塔的有效容积 )m (t Q V 3⋅=
式中： Q ——设计流量，h /m 3；
t ——废水停留时间，h ，为了得到最佳的COD 去除率，本设计选用的反应时
间为60min 。

330130()V m =⨯= （2）单座微电解塔的有效容积
设2座微电解塔，串联使用，每座微电解塔为升流操作，每座微电解塔的有效容积 3130
15()2
V m =
= （3）微电解塔的直径
Φ=
式中： h ——微电解塔的有效水深，本设计选定为5m 。

1.952()m Φ=
=≈；高径比为5/2=2.5 （4）微电解塔高度
承托层高0.15m ，填料层厚5m ，超高0.5m ，H=0.15+5+0.5=5.65。

故微电解塔的尺寸为H ×
Φ为5.65×2m 。

（5）操作条件
升流速度v
2
4Q
v π=
Φ
式中：Q ——设计流量，h /m 3
Φ——微电解塔直径，m
2
430
10/2
v m h π⨯=
=⨯ （6）配水系统
配水干管系统：每个微电解池进水量4.2L/s ，反冲洗强度为14L/(sm 2)，反冲洗时间为
6min 。

则干管的流量为22
14()43.96/2
t q fq L s π==⨯⨯=，采用管径为200mm ，流速为4.18m/s 。

支管：干管的中心距离为0.7m ，总的支管数为22
5.760.7
⨯=≈，支管的进水量43.96
7.33/6
L s =，取支管直径为50mm ，管内流速为3.74m/s 。

支管的长度为2m 和1.9m 孔眼布设：支管的孔眼数与微电解塔面积比K 为0.5%，孔眼总面积为
222
0.5%()0.01572
F m π=⨯⨯=，设孔眼的直径为10mm ，每个孔眼的面积为78.5mm 2，孔眼
总数为1570020078.5
k F N s =
==，每个支管上孔眼数为34，每根支管孔眼布置成两排，与垂线成45°向下交错排列。

孔眼间距为2
0.0634
m =
反冲洗系统：反冲洗水箱体积 1.5 1.5 3.14146395.6V fqt L ==⨯⨯⨯=；反冲洗水箱高
'6060146 2.522100021000
F q t H m F ⨯⨯⨯⨯===⨯⨯⨯，反冲洗水箱水深3m 。

4.4 Fenton 氧化池
在微电解后利用Fenton 试剂进行氧化，以加强对甲苯、硝基苯这两个特征污染物的去除效果。

由于微电解塔出水中含有大量的Fe 2+在此不必再次投加硫酸亚铁。

对硝基苯的去除率可达85%，对COD 的去除率接近40%
1、氧化池尺寸设计 （1）氧化池的有效容积 )m (t Q V 3⋅=
式中： Q ——设计流量，h /m 3；
t ——废水停留时间，h ，为了得到最佳的COD 去除率，本设计选用的反应时
间为90min 。

330 1.545()V m =⨯=，分两个氧化池，V 1=45/2=22.5m 3
（2）氧化池的面积 )m (h /V A 21=
式中： h ——微电解池的有效水深，本设计选定为2.5m 。

222.5/2.59()A m ==
（3）氧化池尺寸
设氧化池长为4.5m ，宽为2m 。

4.5×2×2.5（m ） 氧化池采用机械搅拌，使反应充分。

（4）氧化剂的选用
Fenton 试剂中，使用H 2O 2为氧化剂，根据文献报道值，投加30%H 2O 2的量为500mg/L ，水量为30m 3/h ，故此H 2O 2加入量为15kg/h ，由计量泵定量加入。

(5)双氧水计量泵计算
根据氧化剂的用量计算，可以确定计量泵的大小，双氧水的密度为1.14g/L 。

则计量泵的
流量为33
15/13.2/1.1410/kg h
L h kg m =⨯，考虑计量泵的放大，选40%的格度，计算知计量泵的大小
为33L/h ，考虑设备选型的便利，因此选用40L/h 的计量泵。

型号为JX-40/8。

4.5 中和反应池
在进行微电解+氧化后，生产废水中的特征污染物明显降低，COD cr 下降，此时，水中含有大量的Fe 2+和Fe 3+离子，加入Ca(OH)2后，产生大量的Fe(OH)2 和Fe(OH)3具有明显的混凝作用，可以进一步的去除COD ，同时调整将pH 调整到6～7以有利于后续的生化处理，氧化池出水pH 为5。

中和药剂石灰乳。

选用在线pH 计做为控制，型号为BYS01型，数量2台，一备一用。

（1）中和反应池有效容积 )m (t Q V 3⋅=
式中： Q ——设计流量，h /m 3；
t ——废水停留时间，h ，本设计选用的反应时间为1h 。

330130()V m =⨯=
（2）中和反应池的面积 2/()A V h m =
式中： h ——微电解池的有效水深，本设计选定为2m 。

230/215()A m ==
（3）中和反应池尺寸
设中和反应池长为5m ，宽为3m ，池深超高0.5m 。

中和反应池的尺寸为5×3×2.5（m ）。

中和反应池采用机械搅拌，使反应充分。

（4）中和药剂的投加
投加的Ca(OH)2主要用于和氧化反应出水中的Fe 3+反应，对于H +所致的pH 变化可以忽略，以生成大量的Fe(OH)3，起到混凝作用。

根据微电解池出水pH 可以计算出水中的Fe 2+，。

进水pH 为3，经过微电解池的处理，出水pH 提高至5，则，消耗H +的量为
353(1010)301030/mol h ---⨯⨯=，3H +～Fe 3+，故Fe 3+为10mol ，Fe 3+～3OH -，故消耗OH -30mol ，折算成纯Ca(OH)2为15mol ，2()Ca OH 的投加量为1.11kg/h ，考虑Ca(OH)2的纯度在70~75%，
因此投加的Ca(OH)2量为1.59kg/h 。

（5）投加方式的确定
将Ca(OH)2配成10%的乳液进行投加，则需要乳液的体积为331.59100.115.9/m h ⨯÷=，选用计量泵定量投加，泵的大小为315.90.439.75/m h ÷=，泵的流量为
3
39.75
17.75/2.2410
L h =⨯，考虑计量泵的放大，选40%的格度，计算知计量泵的大小为44.4L/h 。

为了便于选型，选用63L/h 的计量泵。

型号为JX —63/5 4.6 沉淀池
在中和反应后，进行泥水分离，选用竖流式沉淀池 （1） 中心管过水断面面积 )m (nv Q
A 20
1=
式中：Q ——最大设计流量，s /m 3； v 0——中心管下降流速，s /m 。

n ——池淀池数。

2130/3600
0.083()0.1
A m =
= （2）中心管直径
0.325()d m =
=
=
（3）中心管喇叭口直径 1 1.350.44()d d m == （4）反射板直径
211.30.572()d d m == （5）沉淀区有效断面面积 )m (nv
Q
A 22=
式中： v ——污水的上升流速，s /m ，一般采用0.5～1mm/s ，取0.6mm/s 。

223
30/3600
13.9()0.610
A m -=
=⨯ （6）沉淀池总面积
21213.90.08313.98()A A A m =+=+= （7）沉淀池的直径
4.22()D m =
=
= 施工时为了方便，D 取4.0m 。

（8）沉淀区的高度 )m (vt 6.3h 2=
式中：t ——沉淀时间，一般采用1～2h ，本设计选1.5h 。

)m (3.35.1106.03600h 32=⨯⨯⨯=-
校验：2/ 4.22/3.3 1.283D h ==<，符合竖流式沉淀池的设计要求。

（9）中心管喇叭口到反射板的距离 )m (d nv Q
h 1
13π=
式中： v 1——污水由中心管与反射板之间缝隙的出流速度，m/s ，
一般不大于0.02m/s 。

设计中取0.02m/s 。

330/3600
0.33()0.02 3.140.4
h m =
=⨯⨯
（10）污泥斗的高度 )m (tg 2
r
2/D h 5α-=
式中： r ——污泥斗下部半径，m ，一般取0.3m ； α——污泥斗倾角，一般大于60°，取60°。

)m (5.160tg 2
3
.02h 5=-=
（11）污泥斗容积 )m (4.7)3.03.022(5.13
)r Rr R (h 3V 3222251=+⨯+⨯⨯π
=++π=
（12）沉淀池总高度
54321h h h h h H ++++=
式中： 1h ——沉淀池超高，m ，一般取0.3m 。

4h ——缓冲层高度，m ，有机械刮泥设备时，取0.3m 。

0.3 3.30.20.33 1.5 5.63()H m =++++=
(13)沉渣量 设η=55%，P=96%
31001004000.5530
0.165/1000(100)100041000
ss C Q W m h P ηρ⨯⨯⨯=
==-⨯⨯
4.7 生活污水格栅
为了阻挡生活废水中粗大的物体进入后续处理系统，有必要设置格栅对其进行处理。

选择粗格栅。

对于生活污水的最大流量Q max 可以根据生活污水的日变化系数K z 进行确定，Q max =1.4×490 m 3/d =686m 3/d=0.01m/s 。

选用中格栅进行设计计算。

(1)栅条间隙数：
max n =
Q b h v
⋅⋅式中：n ——格栅间隙数；
Qmax ——最大设计流量，m 3/s ；
b ——栅条间隙，取20mm ； h ——栅前水深，取0.4m ；
v ——过栅流速，取0.4m/s ； α——格栅倾角，度；
2.913
n =
=≈
(2)栅槽宽度：
B=S(n －1)＋bn
式中：B ——栅槽宽度，m ；
S ——格条宽度，取0.01m 。

B=0.01(31)0.0230.08m ⨯-+⨯=
(3)格栅栅前进水渠道减宽部分长度：
若进水渠宽B1=0.05m ，减宽部分展开角α1=20。

，则此进水渠道内的流速
V 1=max Q B h ⋅=0.01
0.10.4⨯=0.25m/s
L 1=
1tan 20B B -。

=0.080.05
tan 20-。

= 0.08m (4)细格栅栅槽后与出水渠道连接处渐窄部分长度：
12L =
2L =0.082
=0.04m (5)过栅水头损失：设栅条断面为锐边矩形。

4
32
1h=k sin 2s v e g βα
⎛⎫⋅⋅⋅⋅ ⎪⎝⎭
式中：h ——粗格栅水头损失，m ；
β——系数，当栅条断面为矩形时取2.42； k ——系数，一般取k=3。

4
2
30.010.4
h=3 2.42sin 600.0229.8⎛⎫⨯⨯⨯
⨯ ⎪⨯⎝⎭。

=0.061m (7)栅槽总高度：
H=h 0+h 1+h 2 =0.3+0.4+0.061=0.761m
(8)栅槽总长度：
L=L 1
+0.5+1
tan H α
+0.8+1.0+L 2
式中：L ——栅槽总长度，
L 1——格栅距出水渠连接处减宽部分长度；
L 2——细格栅距出水渠连接处减窄部分长度。

L=0.08+0.5+
0.781
tan 60。

+0.80+1.0+0.04=2.87m (9)每日栅渣量：
max 086400
w=
1000
Q w k ⋅⋅⨯总
式中：w —每日栅渣量，m 3/d ；
w 0—栅渣量m 3/103m 3污水，一般为0.1—0.01 m 3/103m 3，细格栅取0.1 m 3/103m 3
粗栅取0.05 m 3/103m 3。

30.010.0586400
w =
=0.0288m /d 1.51000
⨯⨯⨯，故使用人工清渣。

4.8 生活污水调节池
在进行物化处理后，用生活污水进行配水，进一步稀释有毒污染物的浓度，以利于进行生化处理。

对于生活污水的最大流量Q max 可以根据生活污水的日变化系数Kz 进行确定，Q max =686m 3/d 。

进入调节池的水量包括两部分：一是竖流式沉淀池的出水和进行配水的生活污水。

其总流量为Q=30+28.6=58.6m 3/h 调节池的尺寸
（1）池子总有效容积 设停留时间t=12h t
q V vmax ⋅=
式中：
max
v q ——最大设计流量，/h m 3
；
t ——水力停留时间，h 。

3
58.612703.2()V m =⨯=
（2）池子表面积
)m (h V A 2
=
式中：A ——调节池池表面积，2
m ； V ——调节池的有效容积，3
m ；
h ——调节池的有效水深，m 。

调节池的有效水深2～2.5m ，现取h=2.5m 。

则调节池的面积为： 2703.2
281.3()2.5
A m =
=，取280m 2
（3）调节池尺寸
根据池体表面积为280m 2，现选择池长为28m ，池宽为10m ，池深超高0.5m 。

调节池尺寸为28×10×3(m) 4.9 生化处理系统
生化系统的进水水质及水量：进入生化系统的水量按照日平均流量为
3200490
Q=
28.75/
m h +=；
进水水质计算
1)BOD5污泥负荷为0.13kgBOD5/(kgMLSS.d)；污泥指数SVI 为150
2)回流污泥浓度：66
101016600/150
Xr r mg L SVI =⨯=⨯≈，污泥回流比R=100% 3)曝气池内混合液的污泥浓度：1
66003300/111
R X Xr mg L R =
⨯=⨯≈++ 4)TN 的去除率80400.580η-==，0.5
:100%10.5
R ==-内确定回流比为
5）尺寸计算 曝气池有效容积30690400
643.4m 0.133300
S QL V N X ⨯=
==⨯，厌氧池的体积Va=V/3=214.5m 3；曝气池有效水深4m ；曝气池总面积2643.5161m 4
T V S H =
== 设2个廊道，每个廊道宽b=4m ，故每个廊道的长为161
20.1m nb 24
S L =
==⨯，总长L 为20.1×2=40.2m 。

校核：L>5～10b ；b=1～2H ；b/H=4/4=1.均符合要求。

池深超高0.5m ，实际池深为4.5m 。

因此厌氧池尺寸为6.7×2.7×1.5(m)，曝气池的尺寸为20.1×8×4.5(m)。

水力停留时间V 482.5t 16.8h Q 28.75
===，采用A:O=1:4,所以厌氧段停留3.36h ，好氧段停留13.44h 。

6）剩余污泥
=a 0.5r r r
W QL bVX QS -+
降解BOD 产生的污泥
1=a 0.55690(0.40.1)113.9/r W QL kg d
=⨯⨯-=
内源呼吸消耗的污泥
0.7533002475/Xv fX mg L ==⨯=， 20.05690 2.47585.4/W bVXv kg d
==⨯⨯=
不可生物降解和惰性悬浮固体
30.50.5690(0.40.2)69/r W QS kg d
==⨯⨯-=
每天生成的活性污泥为W1-W2=113.9-85.4=28.5kg/d
故总剩余污泥为：123113.985.46996.6/W W W W kg d =-+=-+= 湿污泥体积：设含水量为99.2%，则，
3s 96.6
Q =
12.1/1000(1)1000(10.992)
W m d P ==-⨯-
690 2.475
6028.5
d θ⨯=
=泥龄
7）最大需氧量
''''2000()[()0.12][()0.12]0.56r k ke k ke e O a Q L L b Q N N Xw b Q N N NO Xw c Xw
=-+------⨯-
21690(0.40.1) 4.6[6901.3(0.0250)0.1227.45] 4.6[690(0.02500.005)0.1227.45]0.56 1.4227.45229/O kg d =⨯-+⨯--⨯----⨯⨯-⨯=
若空气密度为31.293/kg m ，空气中含有氧量为21%，则所需理论空气量：
33229
843.4(/)35.1(/)
1.2930.21m d m h ==⨯
本设计中选取氧的利用率为20%，安全因素采用1.5，设计所需空气量为： 3335.1
1.5263.25(/) 4.4(/min)
0.2m h m ⨯==
选用D22×16-7/2000型罗茨鼓风机，其性能参数见下表：
8）曝气器所需数量
c c
c q O h ⋅=
24
式中 h1 — 按供氧能力所需曝气器个数（个）；
O c —由式（3.4.4-1）所得曝气器污水标准状态下生物处理需氧量 （kgO 2/d ）；
q c – 曝气器标准状态下，与曝气器工作条件接近时的供氧能力 （kgO 2/h·个 ）;
选择钟罩式微孔曝气器，服务面积为0.5m 2229
5324240.18
c c c O h q ===⋅⨯个，曝气池面积为161m 2，故纵的曝气头数为53×161/0.5=17066个 9) 污泥泵的选择
根据计算，每天产生剩余污泥96.6kg/d ，选择PN 型泥浆泵，型号为PN1,主要参数见下表
4.10 二沉池
考虑本设计水量较小，不适宜使用辐流式沉淀池，故此选用平流式沉淀池。

二沉次池体尺寸计算 (1)池表面积：
A=q Q 'max
式中：A —池表面积，m 2；
Q max —最大设计流量，m 3/h ；
q '——水力表面负荷，本设计0.8m 3/m 2·h 。

248.75
A=
=60 .94m 0.8
(2)沉淀部分有效水深：
h 2=qt
式中：t —沉淀时间，本设计取t=3h 。

h 2=0.8×3=2.4m （3）沉淀部分的有效容积 V ’=Q max t=48.75×2=97.5m 3
（4）池长
设水平流速为3.7mm/s ，L=vt ×3.6=3.7×1.5×3.6=19.98m （5）池子总宽度
60.94
3.0519.98
A B m L =
==，
校核长宽比L/B=19.98/3.05=6.55>4 （6）污泥部分容积
污泥容积参照生活污水进行设计计算，设T=2d ，污泥含水率为95%，
120()100(100)Q C C T
V γρ-⨯⨯=
-
63
48.7524(400200)101002
9.36(10095)V m -⨯⨯-⨯⨯⨯==-
（7）污泥斗容积
泥斗尺寸为f1=3.05×3.05=9.3m 2；f2=0.5×0.5=0.25m 2。

''4(3.050.5)
tan 60 2.212h m -=
=
2233
1
2.21(9.30.2564.889.363V m m =⨯⨯+=> （8）污泥斗以上的梯形部分
h 4’=(19.98+0.3-4.5)×0.01=0.1578m （9）沉淀池总高
设超高为0.3m ，无机械刮泥设备，故此缓冲层高0.5m ，据此 H=h 1+h 2+h 3+h 4=0.3+2.4+0.5+0.1578=3.36m 4.11 污泥浓缩池 a.污泥量：
进入污泥浓缩池的污泥包括两部分，一是沉淀池的污泥，二是二沉池的剩余污泥，总泥量W=W 1+W 2=96.6+3.96=100.6 m ³/d=4.2 m ³/h 。

由于污泥量较小，本设计采用一座间歇式重力浓缩池。

b.浓缩池各部分尺寸的确定 (1)浓缩池有效容积：
V=Q.T
式中: Q ——设计污泥量，m3/h ；
T ——浓缩时间，本设计取16h 。

34.21667.2V m =⨯=m3
(2)池断面面积： 拟采用有效水深h 2=5.5m
2267.212.25.5V A m h =
==
3.94D m =
=
= (3)圆锥体体积的确定：
设150,r =1m α=。

，则： 13 3.941h =tan 50tan 50 1.7522D r m --⎛⎫⎛⎫== ⎪ ⎪
⎝⎭⎝⎭。

2
2223
311 3.14 1.75 3.94 3.9411V ===9.4m 32423242h D r r D π⎡⎤⎡⎤⋅⋅⨯⨯⎛⎫⎛⎫
⎛⎫⎛⎫⎛⎫⎛⎫++++⎢⎥⎢⎥ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪
⎝⎭⎝⎭⎝⎭⎝⎭⎝
⎭⎝⎭⎢⎥⎢⎥⎣⎦⎣⎦
锥 (4)所需柱体体积： V 柱=V-V 锥=12.2-9.4=2.84m 3
(5)h 2=22
44 2.84
0.323.14 3.94
V m D π⨯==⨯柱 (6)浓缩池总高度：
H=h 1+h 2+h 3=0.3+5.5+1.75=7.55m (7)浓缩后污泥量：
12100100P q V P -=⋅
-
式中：q ——浓缩后污泥量，m 3； P 1——浓缩前污泥的含水率； P 2——浓缩前污泥的含水率。

310099.4
67.220.210098
q m -∴=⨯
=-
(8)浓缩后泥位： 泥占柱体体积V ， V’=q - V 锥=20.2-9.4=10.8m 3 则泥在柱体中的高度h 4为：
h 4=22
4410.8
0.893.14 3.94
V m D π⨯==⨯， (9)水区高度：
h 5=h 2-h 4=5.5-0.89=4.61m
本设计采用带式压滤机机械脱水。

(11)板框压滤机 a.浓缩后污泥量：
按浓缩后的污泥量V=10.8m 3计算； b.脱水工艺及脱水设备的选择 (1)脱水工艺
污泥脱水主要采用机械压缩方法，采用PAM 作为脱水剂，投加量为3ppm ，脱水用量为：
()10.3197%3%9.27M kg =⨯-⨯= 式中：97%——为污泥的浓缩后的含水率
压滤机过滤能力W 采用3kg 干泥/ m3·d.并且每天工作8h ，其压滤面积为：
()10.8
1000197%13.538
A =⨯-⨯
=⨯m 2 (2)压滤机的选择
选用2台BAJ20-635/25型自动板框压滤机，1用1备，其性能参数如下：
第五章 构筑物及设备一览表
5.1 主要构筑物一览表
5.2 主要设备一览表
第六章管道水力计算及高程布置
6.1 平面布置及管道的水力计算
《室外排水设计规范》第三章第二节中规定：排水管道的最大设计流速：非金属管道为5 m/s。

本设计中选用v=1.0m/s。

已知生产废水流量为240m 3/d ，约为0.008m 3/s ，充满度h/D=0.7 )s /m (v .w Q 3=
)s /m (Ri c v = 6/1R n
1c = )s /m (i wR n
1
Q 32/13/2=
式中：Q ——设计流量，s /m 3； w ——过水断面面积，2m ； v ——水流流速，s /m ； c ——谢才系数；
R ——水力半径，D/4，m ；
n ——管道粗糙系数，查《给水排水设计手册》第五册，铸铁排水管n=0.013； i ——设计坡度；
已知，充满度h/d=0.7，h=0.7d ，h-0.5d=0.2d ，4.0d
5.0d
2.0cos ==
α，α=66.4° 则过水断面面积：2
236020.4953604d w d απ-=
⨯=
所以 d =
1、管段1，2（进水管，调节池至pH 调整池） 设计流量为8.3L/s ，设流速为 1.0s /m 则 20.0083
0.0083()1.0
Q w m v ===
0.154()154()d m mm =
== 取150mm 校核： 0.0388()4
d
R m =
= 管径取D=150mm ，粗糙度n=0.013，得i=0.006，v=0.79m/s 。

2、管段3（pH 调整池至微电解池） 流量Q=8.3L/s ，流速为1.67s /m 。

20.00830.00497()1.67
Q w m v ===
0.126()126()d m mm =
== 取125mm 。

校核： 0.0375()4
d
R m =
= 管径取D=125mm ，粗糙度n=0.013，得i=0.03,v=1.32m/s 。

3、管段
4、
5、
6、7（微电解池至氧化池，氧化池至中和池，中和池至沉淀池，沉淀池至调节池）
同管段1、2，i=0.014,v=0.9s m /，D=100mm 。

5、管段8（生活污水至调节池） 流量Q=686m 3/d ，设流速v=1.0m/s 20.00730.0073()1
Q w m v ===
0.152()152()d m mm =
== 取150mm 。

校核： 0.0375()4
d
R m =
= 管径取D=150mm ，粗糙度n=0.013，得i=0.06,v=0.72m/s 。

6、管段9（调节池至厌氧池） 流量Q=8L/s ，设流速v=1.88m/s 20.0080.0043()1.88
Q w m v ===
0.112()112()d m mm =
== 取125mm 。

校核： 0.031()4
d
R m =
= 管径取D=125mm ，粗糙度n=0.013，得i=0.03,v=1.32m/s 。

7、管段10、11、12（厌氧池至好氧池，好氧池至二沉池，排水管） 流量Q=8L/s ，设流速v=1.0m/s 20.0080.008()1
Q w m v ===
0.159()159()d m mm =
== 取150mm 。

校核： 0.0375()4
d
R m =
= 管径取D=150mm ，粗糙度n=0.013，得i=0.06,v=0.72m/s 。

管道水力计算结果一览表
6.2 泵的水力计算及选型
在工艺流程中，污水两处需要泵的提升，一处在pH 调整池与微电解塔间，另一处在调节池和生化池间。

现对这两处的泵进行水力计算，并进行设备选型。

1、调节池与微电解塔间的泵
调节池的液面高度为-0.5m ，微电解塔的有效高度为5m ，泵的实际提升高度z 为5.5m 。

下面计算各部分的水头损失：
(1)吸水管的流量为8.3L/s ，选择管径为100mm ，根据管道水力计算，v=0.96m/s ，i=0.019。

局部阻力系数查表得：滤水网1ξ＝8.5，90°弯管2ξ＝0.294，水泵入口前得渐缩管3ξ＝0.1，吸水管长2.0m 。

吸水管水头损失为
2
10.980.0192(8.50.2940.1)0.4729.8
h m =⨯+++⨯=⨯
（2）出水管的流量为8.3L/s ，选择管径为80mm ，根据管道水力计算，v=1.67m/s ，i=0.0804。

90°弯管4ξ＝0.294，出口5ξ＝1.0，出水管长4.0m ，因此出水管水头损失2h 为
（3）微电解池的水头损失计算：布水系统的水头损失
221114
()()0.952102100.650.5
q h m g k g μ=
==⨯⨯； 承托层水头损失
0.220.220.15140.462h Hq m ==⨯⨯=；
滤料的水头损失
1
(
1)(1)(2.51)(10.41)5 4.4h m H m γγ
=--=-⨯-⨯= 因此微电解塔的水头损失h 5=h 1+h 2+h 3+h 4=1.5+0.95+0.462+4.4=7.0m
（3）水泵总扬程H
H ＝Z+2h +3h +h 5＝5.5+0.47+1.72+7.0＝14.7m ，放大1.1倍后，水泵的扬程为15.0m ，流量为30m 3/h
根据此时计算的水头损失，可以选择pH 调整池的泵，扬程为17.1m ，流量为30m 3/h,选择F 型金属耐腐蚀泵，型号为80F-15，参数见下表
2、调节池和生化池间的泵
调节池的有效水深为2.5m ，生化池的有效水深为4m 。

调节池的液面高度为-0.5m ，生化池的液面高为4m ，故泵的提升高度为4.5m 。

下面计算各部分的水头损失：
（1）吸水管的流量16.3L/s ，选择进水管管径为150mm 。

v=0.96m/s ，i=0.0123，吸水管长1.5m ，局部阻力系数查表得：滤水网1ξ＝8.5，90°弯管2ξ＝0.294，水泵入口前得渐缩管
3ξ＝0.1。

吸水管水头损失为
2
10.960.0123 1.5(8.50.2940.1)0.4429.8
h m =⨯+++⨯=⨯
（2）出水管的流量为16.3L/s ，选择管径为100mm ，根据管道水力计算，v=1.88m/s ，i=0.071。

90°弯管4ξ＝0.294，出口5ξ＝1.0，压水管长4.0m ，因此出水管水头损失2h 为
（3）水泵总扬程H
H ＝Z+2h +3h +h 5＝4.5+0.44+2.05＝6.99m ，增加安全水头1.5m ，水泵的扬程为8.5m ，流量为16.3L/s
选择PW 型污水泵，型号为21
PW ，具体参数为：
6.3 高程布置和计算
泵站设在两处，pH 调节池与微电解池之间、调节池和生化池之间。

因此，高程布置的水力计算分三段进行：pH 调节池至泵站为一段，泵站至调节池；调节池至二沉池，从二沉池逆流算起。

进水管最高水位 0.033m
管道沿程水头损失 0.014 2.00.028()m ⨯= 管道局部水头损 0.20.0280.0056()m ⨯= 合计 0.033(m)
调节池最高水位式 -0.03m
管道沿程水头损失 0.014 2.00.028()m ⨯= 管道局部水头损 0.20.0280.0056()m ⨯= （按沿程水损的20%计算）
调节池内损 0.5(m) 合计 0.53(m)
pH 调整池最高水位 -0.5m
微电解塔最高水位8.89m 管道沿程水头损失0.014 2.00.028()
⨯=
m
管道局部水头损0.20.0280.0056()
⨯=
m
微电解池内部水头损失7m
自由跌落0.2m
合计7.2m
Fenton氧化池最高水位 1.69m 管道沿程水头损失0.014 2.00.028()
⨯=
m
管道局部水头损失0.20.0280.0056()m
⨯=
自由跌落0.2m
中和反应池的内损0.5m
合计0.73m
中和反应池最高水位0.96m 管道沿程水头损失0.014 2.00.028()
⨯=
m
管道局部水头损失0.20.0280.0056()m
⨯=
自由跌落0.2m
中和反应池的内损0.5m
合计0.73m
沉淀池最高水位0.23m 管道沿程水头损失0.014 2.00.028()
⨯=
m
管道局部水头损失0.20.0280.0056()m
⨯=
自由跌落0.2m
竖流式沉淀池的内损0.5m
合计0.73m
调节池最高水位-0.5m
厌氧池的高程 3.24m 管道沿程水头损失0.06 2.00.12()
m
⨯=
管道局部水头损失0.20.120.024()
⨯=
m
自由跌落0.2m
厌氧池内损1m
共计 1.34m
好氧池的高程 1.9m 管道沿程水头损失0.06 2.00.12()
⨯=
m
管道局部水头损失0.20.120.024()
m
⨯=
自由跌落0.2m
好氧池内损2m
共计 2.34m
二沉池的高程-0.45m 管道沿程水头损失0.06 2.00.12()
⨯=
m
管道局部水头损失0.20.120.024()
⨯=
m
自由跌落0.2m
二沉池内损0.3m
共计0.65m
出水管的高程-1.1m
第七章参考文献
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