所以沿程水头损失为０．２４ｍ。 排放管起端所需总压力等于排放水深、各段沿程损失、自由水头、喷孔局部损失、Ｔ 形三通损失、最大潮差之和，即 犎＝１０＋０．６５＋０．０７６＋０．２４＋０．７＋０．３＋１．５＋１．５＝１５ｍ 轴线初始稀释度由式 （２３８）计算： －１ －１ （ ） （ ）犛１ ＝犛犆 １＋ 槡２犛Ｃ狇 ＝８５ １＋ 槡２×８５×０．００４８６ ＝７１．７ 狌犺 ０．３×１０ 　　输移扩散稀释度用式 （２４３）计算： 因扩散器至海岸边狓＝５００ｍ，由式 （２４４）得 犈０ ＝４．６４×１０－４ ４ ＝４．６４×１０－４×３００３４ ＝０．９３２ｍ３２／ｓ ×犔３ 近海岸处洋流流速为０．０３ｍ／ｓ。 ∴ β ＝ １２犈０ ＝０１．２０×３０×．３９０３０２＝１．２４ 由式 （２４３）得 狌犔 犛２ ＝ ｅｒｆ １ ＝ ｅｒｆ １ ＝０．１３８＝２．６３ ３／２ ３／２ ２犡 ３ ２ ×１．２４×３５００００ ３ ３β犔 ３ －１ 槡（ ） 槡（ ）１＋ １＋ －１ 也可从图２１０直接查出犛２，因水平距离狓＝５００ｍ，扩散器长度犔＝３００ｍ，海水流速 狌＝０．０３ｍ／ｓ＝１．８ｍ／ｍｉｎ，查图２１０得犛２＝２．６３。 大肠菌群衰亡稀释度的计算：已知狓＝５００ｍ，海水流速狌＝０．０３ｍ／ｓ＝１．８ｍ／ｍｉｎ，经 试验得狋９０＝８ｈ，查图２１１得大肠菌群衰亡稀释度犛３＝１１。 总稀释度的计算： 犛总 ＝犛１犛２犛３＝７１．７×２．６３×１１＝２０７４ 海岸边海水的 ＢＯＤ５ 增量 Δ犆 的计算： Δ犆＝Ｂ犛Ｏ总Ｄ５＝２１００７０４＝０．０５ｍｇ／Ｌ 可见，扩散器的水头损失是用每段扩散器内的平均流速进行计算的，但由于喷孔不断 喷出污水，所以每段扩散器内的沿程流量不断减小，流速也不断减慢，故所需总水头及各 喷孔排出的流量应逐孔逐段计算，计算公式用式 （２５６）至式 （２６２）。 ２２４　河流氧垂曲线方程———菲尔普斯 （犘犺犲犾狆狊）方程 １． 氧垂曲线 有机物排入河流后，可被水中微生物氧化分解，同时消耗水中的溶解氧 （ＤＯ）。所 以，受有机物污染的河流，水中溶解氧的含量受有机物的降解过程控制。溶解氧含量是使 河流生态系统保持平衡的主要因素之一。溶解氧的急剧降低甚至消失，会影响水体生态系 统平衡和渔业资源。ＤＯ 与 ＢＯＤ５ 浓度变化模式见图２１７。污水排入后，ＤＯ 曲线呈悬索 状下垂，故称为氧垂曲线；ＢＯＤ５ 曲线呈逐步下降状，直至排入前的基值浓度。 氧垂曲线可分为三段：第一段犪狅 段，耗氧速率大于复氧速率，水中溶解氧含量大幅 度下降，亏氧量增加，直至耗氧速率等于复氧速率。狅 点处溶解氧量最低，亏氧量最大， 称狅点为临界亏氧点或氧垂点；第二段狅犫段，复氧速率开始超过耗氧速率，水中溶解氧 ３７

图２１７　河流中 ＢＯＤ５ 及 ＤＯ 的变化曲线 量开始回升，亏氧量逐渐减 少， 直 至 转 折 点犫； 第 三 段犫 点 以 后， 溶 解 氧 含 量 继 续 回 升， 亏氧量继续减少，直至恢复到排污口前的状态。 ２． 氧垂曲线方程———菲尔普斯方程 （１）有机物耗氧动力学 美国学者斯特里特 （Ｈ．Ｗ．Ｓｔｒｅｅｔｅｒ）和菲尔普斯 （Ｅ．Ｂ．Ｐｈｅｌｐｓ）于１９２５年对耗氧过 程动力学 究分析后得出：当河流受纳有机物后，沿水流方向产生的输移有机物量远大于 扩散稀释量，当河水流量与污水流量稳定，河水温度不变时，则有机物生化降解的耗氧量 与该时期河 水 中 存 在 的 有 机 物 量 成 正 比， 即 呈 一 级 反 应， 属 一 维 水 体 水 质 模 型、 表 达 式为： ｄ犔 ＝－犓１犔　　狋＝０，犔 ＝犔０ （２６３） ｄ狋 犔ｔ ＝犔０ｅｘｐ（－犓１狋） 或 犔ｔ ＝犔０ ×１０－ｋ１ｔ （２６４） 式中　犔０———有机物总量，即氧化全部有机物所需要的氧量，也即河水在允许亏氧量的 条件下，可以氧化的最大有机物量； 犔ｔ———狋时刻水中残存的有机物量； 狋———时间，ｄ； 犽１，犓１———耗氧速率常数，犽１＝０．４３４犓１。 耗氧速率常数 犓１ 或犽１ 因污水性质不同而异，需经实验确定。生活污水排入河流后， 犽１ 值见表２４。 生活污水耗氧速率常数犽１ 表２４ 水温 （℃） ０ ５ １０ １５ ２０ ２５ ３０ 犽１ 值 ０．０３９９９ ０．０５０２ ０．０６３２ ０．０７９５ ０．１ ０．１２６０ ０．１５８３ 表２４中，不同水温时的耗氧速率常数犽１ 可用式 （２６５）互相换算： （２６５） 犽１ ＝犽′２θ（犜１－犜２） 或犽１ ＝犽 θ２０ （犜１－犜２０） 式中　犽１，犽′２，犽２０———分别为温度 犜１、犜２、犜２０时的耗氧速率常数； ３８

θ———温度系数，θ＝１．０４７； 犽２０———２０℃时的耗氧速率常数，犽２０＝０．１。 （２）溶解氧变化过程动力学 通过河流水面与大气的接触，氧不断溶入河水中，当其他条件一定时，复氧速率与亏 氧量成正比例： ｄ犇 ＝犽２犇　　狋＝０，犇 ＝ 犇０ （２６６） ｄ狋 式中　犽２———复氧速率常数； 犇———亏氧量，犇＝犆０－犆ｘ； 犆０———一定温度下，水中饱和溶解氧，ｍｇ／Ｌ； 犆ｘ———河水中溶解氧含量，ｍｇ／Ｌ。 菲尔普斯对被有机物污染的河流中溶解氧变化过程动力学进行了 究后得出结论，河 水中亏氧量的变化速率是耗氧速率与复氧速率之和。在与耗氧动力学分析相同的前提条件 下，亏氧方程式也属一级反应，可用一维水质模型表示： ｄ犇 ＝犽１犔－犽２犇　　狋＝０，犇 ＝０，犔 ＝ 犔０ （２６７） ｄ狋 式中　犽２———复氧速率常数，与水温、水文条件有关，其数值列于表２５中。 复氧速率常数犽２ 值 表２５ 河流水文条件 １０ １５ 水温 （℃） ２５ — ０．１１ ２０ — 缓流水体 ０．１７ ０．１８５ ０．２１５ 流速小于１ｍ／ｓ水体 ０．４２５ ０．４６０ ０．１５ ０．５４０ 流速大于１ｍ／ｓ水体 ０．６８４ ０．７４０ ０．２０ ０．８６５ ０．５０ 急流水体 ０．８０ 式 （２６７）的积分解为： 犇ｔ ＝犽犽２１－犔犽０１（１０－犽１狋－１０－犽２狋）＋犇０·１０－犽２狋 （２６８） 式中　犇ｔ———狋时刻河流中亏氧量。 式 （２６８）称为河流中氧垂曲线方程式，即菲尔普斯方程式。它的工程意义在于： １）用于分析受有机物污染的河水中溶解氧的变化动态，推求河流的自净过程及其环 境容量，进而确定可排入河流的有机物最大限量； ２）推算确定最大缺氧点即氧垂点的位置及到达时间，并依次制定河流水体防护措施。 氧垂曲线到达氧垂点的时间，可通过方程式 （２６８）求定，即当ｄｄ犇狋＝０时： １－犇０（犽犽１２犔－０犽１） 犽２ －犽１ ｛ ［ ］｝狋ｃ 犽２ ｌｇ 犽１ （２６９） ＝ 式中　狋ｃ—从排污点到氧垂点所需时间，ｄ。 式 （２６８）与式 （２６９）在使用时应注意如下几点： １）公式只考虑了有机物生化耗氧和大气复氧两个因素，故仅适用于河流截面变化不 ３９

大，藻类等水生植物和底泥影响可忽略不计的河段； ２）仅适用于河水与污水在排放点处完全混合的条件； ３）所使用的犽１、犽２ 值必须与水温相适应； ４）如沿河有几个排放点，则应根据具体情况合并成一个排放点计算。 按氧垂曲线方程计算，在氧垂点的溶解氧含量达不到地表水最低溶解氧含量要求时， 则应对污水进行适当处理。故该方程式可用于确定污水处理厂的处理程度。 ３． 氧垂曲线方程———菲尔普斯方程的应用 氧垂曲线方程用于处理程度的确定与环境容量的计算，通过 ［例２４］说明。 【例２４】　某城市人口３５万人，排水量标准１５０Ｌ／（ｐ·ｄ），每人每日排放于污水中的 ＢＯＤ５ 为２７ｇ，换算成 ＢＯＤｕ 为４０ｇ。河水流量为３ｍ３／ｓ，河水夏季平均水温为２０℃，在 污水排放口前，河水溶解氧含量为６ｍｇ／Ｌ，ＢＯＤ５ 为２ｍｇ／Ｌ （ＢＯＤｕ＝２．９ｍｇ／Ｌ）。根据溶 解氧含量求该河流的自净容量和城市污水应处理的程度。排放污水中的溶解氧含量很低， 可忽略不计。 【解】　先确定各项原始数据 排入河流的污水量为： 狇＝３５００００×０．１５０＝５２５００ｍ３／ｄ 污水排放口前河水中的亏氧量为： 犇＝犆０－犆ｘ＝９．１７－６．０＝３．１７ｍｇ／Ｌ （２０℃时的饱和溶解氧量为９．１７ｍｇ／Ｌ）。 污水排入河流后的最高允许亏氧量为： ９．１７－４．０＝５．１７ｍｇ／Ｌ 求污水与河水混合后的 ＢＯＤｕ 及犔０： 根据表２４，因水温为２０℃，所以犽１＝０．１；由表２５，因流速较小，取犽２＝０．２；混 合系数α取０．５。 最高允许亏氧量为５．１７ｍｇ／Ｌ＝犇ｔ，采用式 （２６８），仍有两个未知数狋与犔０，因此 可用式 （２６９）进行试算： 初步假设犔０＝１５ｍｇ／Ｌ，代入式 （２６９）得： １－３．１７０．（０１．２×－１５０．１） ０．２－０．１ ｛ ［ ］｝狋Ｃ０．２ ｌｇ ０．１ ＝１．９８ｄ ＝ 将所得狋Ｃ 值代入式 （２６８）求犔０ 值： ５．１７＝０．０２．１－犔００．１（１０－０．１×１．９８ －１０－０．２×１．９８）＋３．１７×１０－０．２×１．９８ 得 犔０＝５．１０７．－２３１２．２７＝ １６．８ｍｇ／Ｌ 试算所得出的犔０值与初步假设的 犔０＝ １５ｍｇ／Ｌ相差较多。故需进行第二次试算。 将计算所得的犔０代入式 （２６９），求出较为精确的狋Ｃ值： １－３．１７０．１（０×．２１６－．０８．１） ０．２－０．１ ｛ ［ ］｝ｌｇ０．２ ＝２．１ｄ ０．１ 狋Ｃ＝ 将狋Ｃ＝ ２．１ｄ代入式 （２６８），作第二次试算得： ４０

５．１７＝ ０．１犔０ （１０－０．１×２．１ －１０－０．２×２．１）＋３．１７×１０－０．２×２．１ ０．２－０．１ ∴ 犔０＝５．１７０．－２１４．２１＝ １６．５ｍｇ／Ｌ 第二次试算所得犔０＝１６．５ｍｇ／Ｌ，与第一次试算犔０＝１６．８ｍｇ／Ｌ，非常接近，故可定 犔０＝ １６．５ｍｇ／Ｌ。 因河水本身含有 ＢＯＤｕ＝２．９ｍｇ／Ｌ，因此水体能够接纳的污水所含 ＢＯＤｕ 为１６．５－ ２．９＝１３．６ｍｇ／Ｌ。 为了确保氧垂点处的溶解氧含量不低于４ｍｇ／Ｌ，河水每日可以接受的 ＢＯＤｕ 总量， 即水体的环境容量 （自净容量）为： １３．６×３×０．５×８６４００＋１６．５×５２５００＝２６２８８１０ｇ＝２６２８．８１ｋｇ 每人每日允许排入水体的 ＢＯＤｕ 量为： ２３６５２０８０８０１００＝ ７．５１ｇ 因每人每日 产 生 的 ＢＯＤｕ 值 为 ４０ｇ，排 入 水 体 前 应 去 除 的 ＢＯＤｕ 量 为：４０－７．５１ ＝３２．４９ｇ。 污水应达到的处理程度为３２４．０４９×１００％＝８１．２％ 污水的 ＢＯＤｕ 浓度为４０×５２３５５００００００＝２６６．７ｇ／ｍ３ （ｍｇ／Ｌ） 排放污水的 ＢＯＤｕ 允许浓度为：２６６．７（１－０．８１２）＝ ５０．１ｍｇ／Ｌ 故污水必须采取生物处理，ＢＯＤｕ 的处理程度为８１．２％。 ２２５　湖泊、水库水体水质模型 湖泊、水库水体的主要污染源有：点源污染 （生活污水、工业废水集中排入）；非点 源污染 （雨水径流、农田灌溉水的回流等）；大气降尘等。湖泊、水库内的水流主要是： 河流入流口附近；大量污水排放口附近；风生流、异重流 （由温度差、密度差引起）；人 类活动，（如行船、灌溉抽水、饮用取水等）造成的紊流。故湖泊、水库的水体运动规律 十分复杂。 根据湖泊、水库的大小与水文条件不同，污水排入后，与湖 水的混合情况可分为：完全混合型 （即污水与湖水可完全混合）， 面积较小、水深较浅的湖泊存在这种可能；非完全混合型，面积 较大、水深较深的湖泊存在这种情况。本书主要论述非完全混合 型的水体水质模型。 １． Ａ．Ｂ． 卡拉乌舍夫扩散模型 Ａ．Ｂ． 卡拉乌舍夫采用圆柱坐标，见图２１８，将二维水体水质 模型 ［见式 （２２１）］简化为一维水体水质模型，得出 Ａ．Ｂ． 卡拉 乌舍夫扩散模型，见式 （２７０）。 （ ）犆 狉２犆２ 　狉＝狉０，犆 狋 ＝ 犇 －狇犎 １ 犆 ＋犇 ＝犆０ （２７０） 图２１８　湖泊、水库 狉 狉 扩散示意图 式中　狇———入湖污水量，ｍ３／ｄ； ４１

犆———计算点污染物浓度，ｍｇ／Ｌ； 犎———污染物扩散区湖水平均深度，ｍ； 犆０———狉０ 处 （即排污口处）水体中污染物原有浓度或地表水环境质量标准，ｍｇ／Ｌ； 狉———湖泊某计算点离排污口距离，ｍ； 犇———湖水的紊流扩散系数。 当排放量稳定，并代入边界条件狉＝狉０，犆＝犆０，则式 （２７０）积分解为： 犆 ＝犆０ １－１（狉１－－狉０１－） （２７１） ＝１－ 狇 犇犎 ２． 有机污染物自净方程 前已述及，湖、库紊动扩散能力很小，可以忽略不计，只考虑平流作用和有机污染物 的生物降解作用，则可将式 （２７０）中的扩散项略去，得： 狇ｄｄ狉犆 ＝－犓犆犎狉　　 犆 ＝ 犓犆　　狉＝狉０，犆 ＝犆０ （２７２） 狋 式 （２７２）的解为： （ ）犆 ＝犆０ｅｘｐ －犓２犎狇狉２ （２７３） 式中　犓———湖、库水的自净速率系数，ｄ－１。 ３． 溶解氧方程 湖、库水体中 ＤＯ 含量分布，主要决定于入湖、库污染物的生化耗氧与水体水面复 氧；水生植物的光合作用产氧；其他增氧 （如入湖、库河流的带入等）与耗氧 （如水生动 物的耗氧等）。 为简化方程的数学表达式和便于求解，只考虑有机污染物的生化降解与大气复氧作 用，由圆柱坐标作一维氧垂曲线方程 （图２１６）： 狇ｄｄ狉犇 ＝ （犽１犔－犽２犇）犎狉　　狉＝狉０，犇 ＝ 犇０ （２７４） 式中　犽１———湖、库水体的耗氧速率常数，ｄ－１； 犽２———湖、库水体的复氧速率常数，ｄ－１； 犇０———排污口处的亏氧量，ｍｇ／Ｌ。 式 （２７４）的积分解为： 犇 ＝犽犽２１－犔犽０１（ｅ－狀狉２ －ｅ－犿狉２）＋犇０ｅ－犿狉２ （２７５） 式中　 犿 ＝犽２２狇犎 ，狀＝犽２２狇犎 。 ２．３　水 环 境 保 护 水环境保护有量和质两个方面。以水质保护为主，合理利用水资源，通过规划提出各 种措施与途径，使水体不受污染，以保证水资源的正常用途，满足水体主要功能对水质的 ４２

要求。 ２３１　水体水质评价 通过对水体的水质评价能够判明水体被污染的程度，为制定水体的综合防治方案提供 科学依据。 水质评价是根据监测取得的大量资料，对水体的水质所作出的综合性的定量评价。水 质评价的主要目的是：① 对不同地区各个时期水质的变化趋势进行分析；② 分析对工农 业生产和生态系统的影响；③ 分析对人体健康的影响。 单项污染指标的具体浓度值，仅能反映这项指标的瞬间水质情况，而不能反映多种污 染物共同排放所形成的复杂水质状况。故应采用综合指数对各种污染物的共同影响进行评 价。评价分为现状评价和预断评价。 １． 现状评价 目前常用的水质评价方法有：综合污染指数 （犓）法和水质质量系数 （犘）法。 （１）综合污染指数 （犓）法 综合污染指数 （犓）法是表示各种污染物对水体综合污染程度的一种数量指标，计算 式为： 犓 ＝ 犆犆ｏｋ犻犆犻 （２７６） 式中　犆ｋ———地表水体各种污染物的统一最高允许指标，如对水库，此值为０．１； 犆ｏ犻———各种污染物的地表水环境质量标准，ｍｇ／Ｌ； 犆犻———各种污染物的实测浓度，ｍｇ／Ｌ。 计算结果，如果 犓＜０．１，说明各种污染物总含量之和未超过地表水环境质量标准， 属未污染水体；当 犓≥０．１时，表明河水中各种污染物的总含量已相当于一种有毒物质超 过地表水环境质量标准，称为污染水体。污染水体又分为轻度污染 （犓＝０．１～０．２）、中 度污染 （犓＝０．２～０．３）和重度污染 （犓＞０．３）。 【例２５】　按酚、氰、砷、汞、铬等５项有毒物质指标，计算某河流综合污染指数， 并据此判定其污染程度。该河流按Ⅳ类考虑。 按中华人民共和国国家标准 《地表水环境质量标准》ＧＢ３８３８—２００２：上述５项有毒 物质的环境质量标准为：挥发酚≤０．０１ｍｇ／Ｌ；氰化物≤０．２ｍｇ／Ｌ；砷≤０．１ｍｇ／Ｌ；汞≤ ０．００１ｍｇ／Ｌ；铬≤０．０５ｍｇ／Ｌ。 通 过 实 测， 该 河 流 中 各 项 浓 度 为： 挥 发 酚 未 检 出 ～ ０．００１５ｍｇ／Ｌ；总氰化物未检出～０．０００５ｍｇ／Ｌ；总砷未检出～痕迹；汞未检出～痕迹；铬 ０．００５２～０．０１７ｍｇ／Ｌ。 【解】　用式 （２７６），河流中各种污染物的实测浓度犆犻 均用上限，逐项进行计算后 再叠加，得出该河流的综合污染指数。 犓 ＝ 犆犆ｏ犽犻犆犻 ＝０．０５１２＜０．１ 可见，该河流属未受污染水体，即仍为Ⅳ类。 （２）水质质量系数 （犘）法 水质质量系数 （犘）法的计算式为： ４３

犘＝ 犆犻 （２７７） 犆ｏ犻 式中各符号的意义同式 （２７６）。 对于确定有机污染物的水质质量系数 （犘）法是式 （２７７）的具体应用： 犘 ＝ＢＢＯＯＤＤ犻０＋ＣＣＯＯＤＤ犻０＋ＮＮＨＨ４４＋＋ＮＮ犻０－ＤＤＯＯ犻０ （２７８） 式中　ＢＯＤ犻，ＣＯＤ犻，ＮＨ４＋Ｎ犻，ＤＯ犻———水体各项指标的实测值，ｍｇ／Ｌ； ＢＯＤ０，ＣＯＤ０，ＮＨ４＋Ｎ０———地表水环境质量标准，ｍｇ／Ｌ； ＤＯ０———水体溶解氧最低允许浓度，ｍｇ／Ｌ。因 ＤＯ 所起 作用是正效应，所以为 “－”。 对于河流水体，以 犘＜２作为未 受 有 机 污 染 物 污 染 的 指 标；犘≥２ 作 为 受 有 机 污 染 物 污染的指标。犘 值越大，受污染的程度越严重。 ２． 预断评价 预断评价是指人类活动对水质可能产生的影响进行预先的评价。在建立新的工业基地 时必须进行这一工作。 预断评价又分为一般评价和目标评价。一般评价是查明工业建设地区的环境现状、自 净能力和环境容量，并以此作根据布置该地区的工业布局。目标评价系指估算生产污水的 水量、水质及对环境可能产生的影响。 预断评价的数学模式和生态系统模式，可参考有关文献。 ２３２　水环境容量 水环境容量的定义是：在满足水环境质量标准的条件下，水体所能接受的最大允许污 染物负荷量，又称水体纳污能力。 河流的水环境容量可用函数关系表达为： 犠 ＝犳（犆０，犆Ｎ，狓，犙，狇，狋） （２７９） 式中　　　 　犠 ———水环境容量，用污染物浓度与水量之积表示，也可 用 污 染 物 总 量 表示； 犆０———河水中污染物的原有浓度，ｍｇ／Ｌ； 犆Ｎ———地表水环境容量标准，ｍｇ／Ｌ； 犡，犙，狇，狋———分别表示距离、河流流量、排放污水量和时间。 水环境容量一般包括两部分：差值容量与同化容量。水体稀释作用属差值容量；生化 作用的去污容量称同化容量。 １． 河流水环境容量的推算 （１）中小河流水环境容量推算 假设污染物沿河呈线性衰减，并且：① 上 游转输来的污物量是稳定的，即犆０ 是一定的； ② 忽略河段中污染物的分解和沉降作用；③ 河 流的流量是不变化的，计算时应选取一个设计 枯水期流量，以保证安全。 图２１９　单点排污水环境容量计算图 根据污染物排入河流的方式，可分为单点 ４４

排污，即河段中只有一个排污口；多点排污，即河段中有多个排污口；沿河段均匀排污， 即面源污染或称非点源污染。 １）单点排污水环境容量推算 单点排污的水环境容量计算图见图２１９。水环境容量计算式见式（２８０）或式（２８１）。 犠 点 ＝８６．４［犆犖（犙＋狇）－犆０犙］＋犽１ 狌狓犆０（犙＋狇） （２８０） （ ）或 犆Ｎ 犙＋犽１ 狌狓犆０（犙＋狇） （２８１） 犠点 ＝８６．４ α －犆０ 式中　犠 点 ———单点排污的水环境容量，ｋｇ／ｄ； 犆０———河水中原有污染物浓度，ｍｇ／Ｌ； 犆Ｎ———水环境的质量标准，ｋｇ／Ｌ； 犽１———耗氧速率常数，ｄ－１； 犡，狌———沿河流经的距离 （ｍ）与平均水流速度，ｍ／ｇ。 α＝犙犙＋狇称为稀释流量比，其物理意义与 “２．２．１水体的自净”中所述的混合系数α 相同。 （ ）犆Ｎ 犙 称为差值容量。犽１ α －犆０ 狌狓犆０（犙＋狇）称为同化容量，对于难 生物降解有机物，无同化容量项。 ２）多 点 排 污 的 水 环 境 容 量 的 推算 多点排污的水环境容量的计算 图２２０　多点排污水环境容量计算图 图，见图２２０。水环境容量计算式， 见式 （２８２）。 Δ狓０ 狀 狀－１ 犽１ Δ狌狓犻１犙犻 狌０ ＋８６．４犆Ｎ 狇犻 ＋犆Ｎ 犻＝１ 犻＝１ ∑ ∑ ［ ］犠点 ＝８６．４（犆Ｎ －犆０）犙０ ＋犽１犆０犙０ （２８２） 犙１ ＝犙０ ＋狇１，犙２ ＝犙１ ＋狇２，犙犻 ＝犙犻－１ ＋狇犻 式中　Δ狓犻———各排污口断面之间的间距，ｍ； ３）沿河段均匀排污的水环境容量 推算 沿河段均匀排污的水环境容量计 算图，见图２２１。水环境容量计算式， 见式 （２８３）。 沿河段均匀排污的水环境容量计 图２２１　沿河均匀排污的水环境容量计算图 算式是多点排污的水环境容量计算式 （２８２）推 算 而 得，即 当狀→ ∞，Δ狓犻 →０时，初始流量就等于河流流量犙０，河段末端流量为犙Ｎ。 ４５

［（犆Ｎ －犆０）犙０ ＋犆Ｎ（犙Ｎ －犙０）］＋ｌｉｍ狀→∞犽犻犆Ｎ 狀－１ Δ狓犻 ∑犠 最大 狌犻 ＝８６．４＋ 犙犻 犻－１ ＝８６．４（犆Ｎ犙Ｎ －犆０犙０）＋犙０ ＋２犙Ｎ犆Ｎ·犽犻 狓 （２８３） 狌 式中　各符号意义同式 （２８０）。 （２）大河流的水环境容量推算 大河流的流量大，宽深比大，流速也大，排入的污水流量相对很少，当进行岸边排放 时，污水常形成岸边污染带，污染物质在河道内的横向扩散系数与河道流量、流速、水深 以及排放形式有密切关系。水环境容量的计算方法一般采用简化后的二维水体水质模型， 即式 （２２３）进行。 （３）沿河段各排污口排放限量的确定 １）计算步骤 沿河段各排污口排放限量的计算步骤为： ① 首先应对河流的历史和现状，污染源与污染物进行综合调查，并作现状评价；② 按河流的自然条件与功能，将河流划分为若干河段；③确定几项主要的水质指标，一般选 择 ＤＯ、ＢＯＤ、ＣＯＤ、ＮＨ４＋Ｎ 酚及ｐＨ，水温等作为水质参数。根据地面标准确定上述 各指标的标准；④确定排污口处的河流流量，从安全考虑，一般以９０％～９５％频率的最 枯月平均流量或连续７ｄ最枯平均流量作为河流的设计流量；⑤计算河流水环境容量，先 确定数学模式与系数，然后计算河段现有各排污口的河流点容量及其总和；⑥进行不同排 放标准方案的经济效益和可行性比较，选择最优方案，确定向河流排污的削减总量及各排 污口的合理分配率；⑦按最优排放限量方案，对河段进行水质预测，即预先推测执行排放 限量后的河段水质状况。 ２）关于削减总量的计算和分配 削减总量用下式计算 犠ｋ ＝ 犠  － 犠 点 （２８４） 式中　犠ｋ———削减总量，ｋｇ／ｄ； 犠  ———河段中每日排入河流的污染物总和，ｋｇ／ｄ； 犠 点 ———多点排放的河段水环境容量总和，ｋｇ／ｄ。 从式 （２８４）可知： 当 犠  ＜ 犠 点 ，犠ｋ 为负，即尚有一部分水环境容量未被利用。一般应预留１０％～ ２０％作为安全容量，多余部分可作为今后发展用。 当 犠  ＞ 犠 点 ，犠ｋ 为正，说明该河已超过负荷，各排污口应削减排污量，应削减的 量按各排污口的污染物量比进行加权分配，即某排污口应削减排量为： （犠ｋ）犻 ＝ 犠ｋ 犠犻 （２８５） 犠 式中　犠犻———某排污口每日排入河流的污染物量，ｋｇ／ｄ； （犠ｋ）犻———该排污口应削减量，ｋｇ／ｄ。 ３）污水排入河流后，各污染指标的变化计算 ４６

当污水排入河流后，排污口上游及排污口下游某断面，有机污染物浓度的变化可用下 式计算： １－０．０１１６犽狌１狓＋０．０１１６犆犠上  （ ）犆下 （２８６） ＝ 犆上 犙 α 式中　犆上 ———排污口上游河水中某有机污染物的浓度，ｍｇ／Ｌ； 犆下 ———距排污口狓 处，该有机污染物的浓度，ｍｇ／Ｌ； 犠  ———该有机污染物每日排入河流的总量，ｍｇ／ｄ； 犽１———耗氧速率常数，ｄ－１； α———稀释流量比，α＝犙犙＋狇； 狓———沿河流径的长度，ｋｍ。 【例２６】　今有某城市的河流水体功能分段、水文资料及水质实测资料见表２６及图 ２２２。 河流水体功能分段、水文资料及水质实测资料 表２６ 质量标准 流量 （ｍ３／ｓ） 稀释 水质实测资料 流量 距离 功能 ＢＯＤ５ ＤＯ 河水 污水 比α ＢＯＤ５ ＣＯＤ 河流节点编号 （ｍｇ／Ｌ） （ｍｇ／Ｌ）犘＝９０％ 狇 ０．８ 游览 （ｋｍ） 游览 ０．８３ 游览 ０．９２ ｍｇ／Ｌ ｋｇ／ｄ ｍｇ／Ｌ ｋｇ／ｄ 渔 ０．８１ 断面００ ０ ４ ０．７５ ２．５ ７ 支流１ ２～５ 业 ≤３ ≥６ １．０ 断面１１ ３～０ ２．０ １７２．８① ８ ６９１．２② 排污口１ 水 断面２２ １．０ ５０ ４３２０① ０ ０ 断面３３ 体 排污口２ ≤５．０ ≥５ ０．５ ２ ８６．４① ０ ０ 支流２ ２ ２５９．２① ７．５ ９７２ 断面４４ １．５ 断面５５ 　　①　因 犙＝１ｍ３／ｓ＝８６４００ｍ３／ｄ，∴８６４００×０．００２ｋｇ／ｍ３＝１７２．８ｋｇ／ｄ。 　　②　因 犙＝１ｍ３／ｓ＝８６４００ｍ３／ｄ，∴８６４００×０．００８ｋｇ／ｍ３＝６９１．２ｋｇ／ｄ。其他项计算相同。 图２２２　河流水环境容量计算图 由表２６的水质实测资料可知，河流断面１１以上的河段，ＢＯＤ５、ＤＯ 值均符合 《景 ４７

观娱乐用水水质标准》ＧＢ１２９４１—２００９规定的标准。断面１１以下各河段，有两个排污 口及支流２汇入。请按 《渔业水质标准》ＧＢ１１６０７—８９计算排放量。 【解】　根据各河段的水文资料 （见表２６），查表２４、表２５，选定各河段的耗氧速 率常数犽１ 值与复氧速率常数犽２ 值。连同各河段的流速、长度一起，列入表２７。 各河段的流速、长度及犽１、犽２ 值表 表２７ 河段编号 流速 （ｍ／ｓ） 河段长度 （ｋｍ） 耗氧速率常数犽１ （ｄ－１） 复氧速率常数犽２ （ｄ－１） ０．４５ ３．０ Ⅰ ０．４０ １．５ ０．２５ ０．６０ Ⅱ ０．３５ １．５ Ⅲ ０．３０ ２．０ ０．３０ ０．５５ Ⅳ ０．２５ ２．０ Ⅴ ０．３５ ０．５０ ０．３２ ０．３０ ０．３７ ０．４０ 求断面１１处的 ＢＯＤ５ 值： 断面１１的污染源是支流１流入的 ＢＯＤ５＝１９２．８ｋｇ／ｄ，河段Ⅰ长度为狓＝３ｋｍ，流速 狌＝０．４５ｍ／ｓ，耗氧速率常数犽１＝０．２５ｄ－１ （见表２４）。把上列已知数值代入式 （２８６）， 计算出断面１１处的 ＢＯＤ５ 值 ［即式 （２８１）中的犆０］为： （ ）ＢＯＤ１－１ ＝２．５ １－０．０１１６×０．０２．５４５×３＋０．０１１６２１．７５２．×８４ ×０．８＝２．３６２ｍｇ／Ｌ 再求河段Ⅱ排污口１前的水环境容量 （以 ＢＯＤ５ 计，下同）： 因该处的河流流量为干流流量加支流１的流量，即 犙＝４＋１＝５ｍ３／ｓ、稀 释 流 量 比α ＝０．８３ （见表２６）。根据渔业水质标准，犆Ｎ＝５ｍｇ／犔０，犆０＝２．３６２ｍｇ／Ｌ，河段Ⅰ加河段 Ⅱ的长度狓＝３＋１．５＝４．５ｋｍ，河段流速狌＝０．４ｍ／ｓ。无污水排入，狇＝０。上述各值代入 式 （２８１），可得排污口１前的水环境容量： （ ）犠点 犆Ｎ 犙＋犽１ 狌狓犆０（犙＋狇） ＝８６．４ α －犆０ （ ）＝８６．４ ０．５８３－２．３６２ ×５＋０．３×０４．．４５×２．３６２×５ ＝１６２２ｋｇ／ｄ＜４３２０ｋｇ／ｄ 　　从表２６知，排污口１的排污量为ＢＯＤ５＝４３２０ｋｇ／ｄ，远大于该处的河流水环境容量， 故排污口１必须削减的排污量为４３２０－１６２２＝２６９８ｋｇ／ｄ。 求断面３３处的 ＢＯＤ５ 值： 由于从断面２２至断面３３没有排污口，所以犠  ＝０，α＝１，河段Ⅲ长度狓＝１．５ｋｍ， 流速狌＝０．３５ｍ／ｓ，耗氧速率常数犽１＝０．３５ｄ－１，故： （ ）ＢＯＤ３－３＝５ １－０．０１１６×０．３０５．×３５１．５ ＝４．９１ｍｇ／Ｌ （即式２８１中的犆０） 求河段Ⅳ的水环境总和： 本段实际排污量 ＢＯＤ５ 包括排污口２与支流２，即 ＢＯＤ５＝８６．４＋２５９．２＝３４５．６ｋｇ／ｄ （见表２６）。本段各点水环境容量总和用式 （２８２）： Δ狓０ 狀 狀－１ 犽１ Δ狌狓犻犻犙犻 狌０ ＋８６．４犆Ｎ 狇犻 ＋犆Ｎ 犻＝１ 犻＝１ ∑ ∑ ［ ］犠点 ＝８６．４（犆Ｎ －犆０）犙０ ＋犽１犆０犙０ ４８

＝８６．４（５－４．９１）×６＋０．３２×４．９１×６０１．．３５＋８６．４×５（０．５＋１．５） ［ ］＋５ ０．３２×０．１３× （６＋０．５）＋０．３２×０．１３（６＋０．５＋１．５） ＝１０３５ｋｇ／ｄ＞３４５．６ｋｇ／ｄ 　　计算可知，实际排污量 ＢＯＤ５ 并未超过该河段各点的水环境容量总和，因此该河段不 会超过 《渔业水质标准》。 求排污口２处的水环境容量： 排污口２处的水环境容量用式 （２８１）计算： （ ）犠点２ 犆Ｎ 犙＋犽１ 狌狓犆０（犙＋狇） ＝８６．４ α －犆０ （ ）＝８６．４ ０．５９２－４．９１ ×６＋０．３２×４．９１×０．１３× （６＋０．５） ＝３０６．０４ｋｇ／ｄ 　　此处的实际排污量 ＢＯＤ５＝８６．４＋２５９．２＝３４５．６ｋｇ／ｄ （包括排污口２及支流２），故排 污口２需要削减的排污量为：ＢＯＤ５＝３４５．６－３０６．０４＝３９．５６ｋｇ／ｄ。 ２． 湖泊、水库水环境容量的推算 湖泊、水库根据排污口的多少，可分为单点排污的水环境容量推算与多点排污的水环 境容量推算。 （１）单点排污的水环境容量推算 所谓湖泊、水库单点排污是指：只有一个排污口或者在一个排污口周围相当广阔的水 域内没有其他污染源的情况。允许排污量即水环境容量可按单点排污的水环境容量计算。 计算前应确定：① 排污口附近水域的水质标准，根据水体主要功能和污水中的主要污染 物确定；② 污水入湖的扩散角度；③ 计算点离排污口距离狉 （ｍ），应与有关部门共同 商定；④ 按９０％～９５％保证率定出湖、库月平均水位、相应的安全设计容积及扩散区内 的平均深度 犎 （ｍ）；⑤ 用式 （２７３）计算允许排污浓度犆，式中的自净速率系数 犓 根据 现场调查或室内实验确定。 允许排污量即水环境容量用下式计算： 犠 点 ＝犆·狇 （２８７） 式中　犆———允许排污浓度，ｍｇ／Ｌ； 狇———入湖污水量，ｍ３／ｄ。 计算所得的水环境容量 犠 点 与实际排污量 犠  作比较，如 犠 点 ＞犠  ，则湖、库水质 不受影响；如 犠 点 ＜犠  ，则需要削减排污量，并应进行削减总量计算。 （２）多点排污的水环境容量推算 湖泊、水库周围常有多个排污口，在这种情况下，应进行多点排污的水环境容量推 算，推算步骤如下。 １）调查与搜集资料：① 按９０％～９５％保证率定出湖、库月平均水位、相应的安全设 计容积及平均深度 犎 （ｍ）；② 枯水季的降雨量与年降雨量；③ 枯水季的入湖地表径流量 及年地表径流量；④ 各排污口的排污量及主要污染物的种类和浓度；⑤ 湖泊、水库监测 点的布设与监测资料。 ４９

２）进行湖、库水质现状评价，以湖、库的主要功能的水质作为评价的标准，并确定 需要控制的污染物及可能的技术措施。 ３）根据湖、库水质标准及水体水质模型，作主要污染物的允许排污量 （即水环境容 量）计算，计算式如下： （ ）犠点 犎 犙 （２８８） ＝犆０ 犞 ＋１０ 犃 式中　 犠 点 ———该湖、库水体对某种污染物的允许排污量，ｋｇ／ａ； 犆０———湖、库水体对某种污染物的允许浓度，ｇ／ｍ３； 犙———进入该湖、库的年水量 （包括流入湖、库的地面径流、湖面降雨与污水 量），１０４ｍ３／ａ； 犞———狆 ＝９０％ ～９５％ 保 证 率 时 的 最 枯 月 平 均 水 位 相 应 的 湖、 库 水 容 积，１０４ｍ３； 犎———狆＝９０％～９５％保证率的湖、库最枯月平均水位相应的平均深度，ｍ； 犃———狆＝９０％ ～９５％ 保 证 率 时 的 湖、 库 最 枯 月 平 均 水 位 相 应 的 湖 泊 面 积，１０４ｍ２。 ４）将计算所得的水环境容量 犠 点 与实际排污量 犠  作比较，如 犠 点 ＞犠  ，则湖、 库水质不受影响；如 犠 点 ＜犠  ，则需要削减排污量，并进行削减总量计算。 ２３３　我国水环境法与标准 １． 我国的环境保护立法 我国自１９７９年颁布 《中华人民共和国环境保护法 （试行）》，并于１９８９年１２月２６日 经第七届全国人民代表大会常务委员会通过 《中华人民共和国环境保护法》以来，环境保 护立法工作有了很大进展，国家制定了预防为主防治结合，污染者出资治理与强化环境管 理的三大政策。颁布了２８件环境法规和７０余件环境规章，地方性环境法规达９００余件， 制定了３７５项环境标准，确定了环境评价、城市环境综合整治定量考核、污染物总量控制 等有效的环境管理制度，基本形成了符合国情的环境政策、法律、标准和管理体系。 我国环境保护的法律体系可分为纵向体系与横向体系两项。 （１）我国环境保护法律的纵向体系 我国环境保护立法，从纵向分，共有６个层次，即环境保护法层次，基本法层次，单 行法层次，行政法规层次，部门规章层次和地方性法规 （规章）层次，见框图２２３。 （２）我国环境保护立法的横向体系 我国环境保护立法的横向体系，涉及给水排水的法律、法规，见框图２２４。 ２． 我国水环境标准 随着我国环境保护立法工作的不断完善，有关部门与地方制定了较详细的水环境标 准，供规划、设计、管理、监测部门遵循。已有的水环境标准有： （１）水环境质量标准 我国已有的水环境质量标准有： 《地表水环境质量标准》ＧＢ３８３８—２００２， 《渔业水质 标准》ＧＢ１１６０７—８９，《农田灌溉水质标准》ＧＢ５０８４—２００５，《城市污水再生利用　城市 杂用水水质》ＧＢ／Ｔ１８９２０—２００２，《海水水质标准》ＧＢ３０９７—１９９７，《地下水质量标准》 ＧＢ１４８４８—９３。这些标准详细说明了各类水体中污染物的允许最高含量，以便保证水环 ５０

图２２３　环境保护立法纵向层次框图 图２２４　环境保护立法横向体系 境质量。 （２）污水排放标准 水体是国家的宝贵资料，必须严格保护，免受污染。因此当污水需要排入水体时、应 处理到允许排入水体的程度。故我国有关部门，以水资源的科学理论为指导，以生态标 准、经济可能、社会要求三者并重，综合平衡，全面规划，充分考虑可持续发展，有重 点、有步骤地控制污染源，保护水体。为此而制定了污水的各种排放标准可分为一般排放 ５１

标准与行业排放标准两类。 一般排放标准有 《城镇污水处理厂污染物排放标准》ＧＢ１８９１８—２００２、 《城市污水处 理厂污水污泥排放标准》ＣＪ３０２５—２０１０、《污水综合排放标准》ＧＢ８９７８—１９９６、《农用污 泥中污染物控制标准》ＧＢ４２８４—８４。 有关污水排放的行业标准涉及各类工业，如 《制革及毛皮加工工业水污染物排放标 准》ＧＢ３０４８６—２０１３、《医疗机构水污染物排放标准》ＧＢ１８４６６—２００５、 《肉类加工工业 水污染物排放标准》ＧＢ１３４５７—９２、《制浆造纸工业水污染物排放标准》ＧＢ３５４４—２００８、 《纺织染整工业水污染物排放标准》ＧＢ４２８７—２０１２、 《钢铁工业水污染物排放标准》ＧＢ １３４５６—２０１２，《合成氨工业水污染物排放标准》ＧＢ１３４５８—２０１３等，可作为规划、设计、 管理与监测的依据。 ２．４　污水处理基本方法与处理程度分级 ２４１　污水处理基本方法 污水处理的基本方法，就是采用各种技术与手段，将污水中所含的污染物质分离去 除、资源化回收利用，或将其转化为无害物质，使水得到净化。 现代污水处理技术，按原理可分为物理处理法、化学处理法、生物化学处理法等３ 类。此外，还有应用这三种原理的膜处理技术。 １． 物理处理法 利用物理作用分离污水中呈悬浮状态的固体污染物质。方法有：筛滤法、沉淀法、上 浮法、气浮法、过滤法和反渗透法等。 ２． 化学处理法 利用化学反应的作用，分离回收污水中处于各种形态的污染物质 （包括悬浮的、溶解 的、胶体的等）。主要方法有中和、混凝、电解、氧化还原、汽提、萃取、吸附、离子交 换和电渗析等。 ３． 生物化学处理法 利用微生物的代谢作用，使污水中呈溶解、肢体状态的有机污染物转化为稳定的无害 物质。主要方法可分为两大类，即利用好氧微生物作用的好氧法 （好氧氧化法）和利用厌 氧微生物作用的厌氧法 （厌氧还原法），以及好氧与厌氧接合的方法。前者广泛用于处理 城市污水及有机性生产污水，其中有活性污泥法和生物膜法两种；后者多用于处理高浓度 有机污水与污 水 处 理 过 程 中 产 生 的 污 泥， 现 在 也 开 始 用 于 处 理 城 市 污 水 与 低 浓 度 有 机 污水。 ４． 膜处理技术 膜法起源于２０世纪６０年代的海水淡化。成为２１世纪优先发展的技术之一。目前已 广泛应用于城市污水处理、工业废水处理及再生水处理领域。膜技术兼有分离、浓缩、提 纯及净化功能。膜法与生物化学法组合成膜生物反应器，即 ＭＢＲ （ＭｅｍｂｒａｎｅＢｉｏｒｅａｃ ｔｏｒ），使微生物 （活性污泥）与污水中的可降解有机物充分接触，氧化分解有机物，并使 微生物生长繁殖。通过膜组件的机械筛分、截留等作用，对混合液进行固液分离。 分离、浓缩、提纯使用的膜法分为：微滤 （ＭＦ），膜的孔径在０．０２～１０μｍ 之间，推 ５２

动力为膜两侧的压力差０．０１～０．２ＭＰａ；超滤 （ＵＦ），膜的孔径在０．００１～０．１μｍ 之间， 压力差０．１～１．０ＭＰａ；纳滤 （ＮＦ），膜的孔径在平均为２ｎｍ，推动力０．１～２．０ＭＰａ；反 渗透 （ＲＯ），膜的孔径＜０．００２ｎｍ 之间，压力差０．１～１０ＭＰａ之间；电渗析 （ＥＤＩ），属 于电化学分离过程，推动力为电位差。 膜生物反应器 ＭＢＲ分为３类：膜分离生化反应器、膜曝气生化反应器和萃取 ＭＢＲ。 ２４２　处理程度分级 污水处理程度，是指处理污水中不同性质的污染物，达到不同级别的净化目的与排放 标准。 现代污水处理技术，按处理程度划分，可分为一级处理、强化一级处理、二级处理、 三级处理和再生水处理等４个级别。 （１）一级处理：主要去除污水中呈悬浮状态的固体污染物质，物理处理法中大部分方 法只能完成一级处理，属于二级处理的预处理。 （２）强化一级处理：强化一级处理是利用物理、化学、或生物化学的方法，使污水中 的悬浮物、胶体物质发生凝聚和絮凝，改善污染物质的可沉降性能，提高沉淀分离效果， 从而改善一级处理出水水质的一种工艺。在一级处理的基础上，增加较少的投资，较大程 度地提高污染物的去除率，削减总污染负荷，降低去除单位重量污染物的费用。 强化一级处理主要适用于两种情况：①合流制系统、雨季入流污水量大增时，为了确 保二级处理的效果，需分流部分入流污水进行强化一级处理；②当污水处理厂分期建设 时，先建强化一级处理，继而扩建成二级处理、三级处理。 （３）二级处理：指污水进行沉淀和生物处理的工艺，主要去除污水中呈胶体、悬浮和 溶解状态的有机污染物质 （即 ＢＯＤ，ＣＯＤ 物质），去除率可达９０％以上，并同时完成生 物脱氮除磷，使处理出水的有机污染物、氮和磷达到排放标准。 （４）深度处理 （三级处理）：是在一级、二级处理后，进一步处理难降解的有机物、 磷和氮等能够导致水体富营养化的可溶性无机物等。主要方法有化学法，脱氮除磷法，混 凝沉淀法，砂滤法，活性炭吸附法，离子交换法和电渗析法等。三级处理是深度处理的同 义语。但两者又不完全相同，三级处理常用于二级处理之后。而深度处理则以污水回收、 再用为目的，在一级或二级处理后增加的处理工艺。污水再用的范围很广，从工业上的重 复利用、水体的补给水源到成为生活用水等。 （５）再生水处理：污 水 经 适 当 处 理 后，达 到 一 定 的 水 质 标 准，满 足 某 种 使 用 要 求 的水。 ２４３　污泥处理与处置 污泥是污水处理过程中的产物。城市污水处理产生的污泥含有大量有机物、肥分，可 以作为农肥使用，无机物可作建材利用，但又含有大量细菌、寄生虫卵以及从生产污水中 带来的重金属离子等，需要作减量、稳定与无害化及最终处置。 １． 污泥处理 对污泥进行减量、稳定与无害化的处理。主要方法有浓缩、脱水、消化、稳定、干化 或焚烧等处理工艺。 ２． 污泥处置 污泥的最终消纳方式。如农业利用、建筑材料、卫生填埋、裂解等。 ５３

第２篇　城 市 污 水 处 理 第３章　污水的物理处理 　　综合生活污水、工业废水与雨水都含有大量的漂浮物与悬浮物质，其中包括无机性和 有机性两类。由于污水来源广泛，所以悬浮物质含量变化幅度很大，从每升几十到几千毫 克，甚至达数万毫克。 污水 物 理 处 理 法 的 去 除 对 象 是 漂 浮 物、悬 浮 物 质。采 用 的 处 理 方 法 与 设 备 主 要有：　　 筛滤截留法———筛网、格栅、滤池与微滤机等； 重力分离法———沉砂池、沉淀池、隔油池与气浮池等； 离心分离法———离心机与旋流分离器等。 本章主要阐述城市污水处理使用的格栅、沉砂池与沉淀池。其他设备将在第３篇有关 章节中阐述。 ３．１　格　　栅 格栅由一组平行的金属栅条或筛网制成，安装在污水渠道、泵房集水井的进口处或污 水处理厂的端部，用以截留较大的悬浮物或漂浮物，如纤维、碎皮、毛发、木屑、果皮、 蔬菜、塑料制品等，以便减轻后续处理构筑物的处理负荷，并使之正常运行。被截留的物 质称为栅渣。栅渣的含水率约为７０％～８０％，栅渣量约为０．０３～０．１ｍ３／１０３ｍ３，容重约 为７５０ｋｇ／ｍ３。 ３１１　格栅分类 按形状，可分为平面格栅、曲面格栅与阶梯式格栅。 平面格栅由栅条与框架组成。基本形式见图３１。图中 Ａ 型是栅条布置在框架的外 侧，适用于机械清渣或人工清渣；Ｂ型是栅条布置在框架的内侧，在格栅的顶部设有起吊 架，可将格栅吊起，进行人工清渣。 平面格栅的基本参数与尺寸包括宽度 犅、长 度 犔、间 隙 净 空犲、栅 条 至 外 边 框 的 距 离 犫。可根据污水渠道、泵房集水井进口管大小选用不同数值。格栅的基本参数与尺寸见表 ３１。 平面格栅的框架用型钢焊接。当平面格栅的长度犔＞１０００ｍｍ 时，框架应增加横向肋 条。栅条用 Ａ３ 钢制。机械清除栅渣时，栅条的直线偏差不应超过长度的１／１０００，且不大 于２ｍｍ。平面格栅型号表示方法，例如： ５４

图３１　平面格栅 （ａ）Ａ 型平面格栅；（ｂ）Ｂ型平面格栅 平面格栅的基本参数及尺寸 表３１ 名　称 数　　 值 （ｍｍ） 格栅宽度犅 格栅长度犔 　６００，８００，１０００，１２００，１４００，１６００，１８００，２０００，２２００，２４００，２６００，２８００，３０００， 间隙净宽犲 ３２００，３４００，３６００，３８００，４０００，用移动除渣机时，犅＞４０００ 　６００，８００，１０００，１２００，…，以２００为一级增长，上限值决定于水深 　１０，１５，２０，２５，３０，４０，５０，６０，８０，１００ 　犫值按下式计算： 犫＝ 犅－１０狀－２（狀－１）犲；犫≤犱 栅条至外边框距离犫 式中　犅———格栅宽度； 狀———栅条根数； 犲———间隙净宽； 犱———框架周边宽度 平面格栅的安装方式见图３２，安装尺寸见表３２。 曲面格栅又可分为固定曲面格栅与旋转鼓筒式格栅两种，见图３３，图中 （ａ）为固定 ５５

曲面格栅，利用渠道水流速度推动除渣浆板。 （ｂ）为旋转鼓筒式格栅，污水从鼓筒内向 鼓筒外流动，被格除的栅渣，由冲洗水管２冲入渣槽 （带网眼）内排出。 图３２　平面格栅安装方式 表３２ 犃型平面格栅安装尺寸 池深 犎 （ｍｍ） 　８００，１０００，１２００，１４００，１６００，１８００，２０００，２４００，２８００，３２００，３６００，４０００，４４００，４８００， ５２００，５６００，６０００ 格栅倾斜角α 　６０°　７５°　９０° 清除高度犪 （ｍｍ） ０ ８００　１０００ １２００　１６００　２０００　２４００ 容器、传送带、运输车 汽车 运输装置 水槽 开口尺寸犆（ｍｍ） ≥１６００ 图３３　曲面格栅 （ａ）固定曲面格栅；（ｂ）转鼓式格栅 阶梯式格栅见图３４，随着格栅的转动，栅渣被格栅截流后沿着阶梯一级一级地被带 上而去除。 ５６

按格 栅 栅 条 的 净 间 隙， 可 分 为 粗 格 栅 （５０～ １００ｍｍ）、中格栅 （１０～４０ｍｍ）、细格栅 （３～１０ｍｍ） ３种。上 述 平 板 格 栅 与 曲 面 格 栅， 都 可 做 成 粗、 中、 细３种。由于格栅是物理处理的重要构筑物，故新设 计的污水处理厂一般?用粗、细２道格栅。 按清渣方式，可分为人工清渣和机械清渣两种。 人工清渣格栅———适用于小型污水处理厂。为了 使工人易于清渣作业，避免清渣过程中的栅渣掉回水 中，格栅安装角度α以３０°～４５°为宜。 机械清渣格栅———当栅渣量大于０．２ｍ３／ｄ时，为 改善劳动与卫生条件，都应?用机械清渣格栅。常用 的清渣机械见图３５。 图３５（ａ）为固定式清渣机，清渣机的宽度与格栅 图３４　阶梯式格栅 宽度相等。电机１通过变速箱２、３，带动轱辘４，牵动 钢丝绳１４、滑快６及齿耙７，使沿导轨５上下滑动清渣。被刮的栅渣沿溜板９，经刮板１１刮 入渣箱１３，用粉碎机破碎后，回落入污水中一起处理，８为栅条，１０为导板，１２为挡板。 图３５（ｂ）为活动清渣机，当格栅的宽度大，可采用活动清渣机，沿格栅宽度方向左 右移动进行清渣。清渣机由平台及桁架１，行走车架２，齿耙３，桁架的移动装置 （４，６， ９，１０，１１），齿耙升降装置 （３，５，８）以及格栅７组成。在齿耙下降时，桁架会自动转 离格栅，齿耙降至格栅底部时，桁架自动靠紧格栅，开始刮渣。齿耙升降装置的功率为 １．１～１．５ｋＷ，升降速度为１０ｃｍ／ｓ，提升力约５００ｋｇ。 图３５（ｃ）为回转耙式清渣机，格栅垂直安装，节省占地面积。图中１为主动二次链 轮，２为圆毛刷，可把齿耙上的栅渣刮入栅渣槽４内，并用皮带输送机送至打包机或破碎 图３５　机械清渣格栅 （ａ）固定式清渣机；（ｂ）活动清渣机；（ｃ）回转耙式清渣机 ５７

机，３为主动大链轮带动齿耙６，５为链条，７为格栅。 ３１２　格栅的计算 格栅的计算包括尺寸计算、水力计算、栅渣量计算以及清渣机械的选用等。图３６为 格栅计算图。 平面格栅、回转式格栅、阶梯式格栅的栅室宽度及过栅水头损失计算式见表３３。 图３６　格栅计算图 １—栅条；２—工作平台 栅室宽度及过栅水头损失计算式 表３３ 格栅形式 平面格栅 回转式格栅 阶梯式格栅 犅 ＝犛（狀－１）＋犲狀 （ ）　按设备过流能力确定，选用时 犙ｍａｘ应 为 厂 家 标 注 过 流 能 力 的 ８０％左右 格栅宽度 犙ｍａｘ 槡ｓｉｎα 犅 ＝狏（犺－６０２）７８犲犙犲＋狊 ＋１０ 犲犺狏 狀 ＝ 过栅水头损 犺０ ＝ξ狏２犵２ｓｉｎα 犺１ ＝犆犽狏２ 　当犲＝１～６ｍｍ 失计算式 犺１ ＝犽犺０ 犞 ＝犅犙１犎 　犞＝０．８～１．５ｍ／ｓ ４／３ 　犺１ 为５０～２００ｍｍ （ ）ξ＝β犛 犲 　　犅—格栅槽宽 （ｍ）； 　　犅１—格栅净宽 （ｍ）； 犛—栅条厚度 （ｍ）； 犺１— 实 际 计 算 水 头 损 失 犲—格条净间隙宽度 （ｍ）； （ｍ）； 狀—栅条间隙数 （个）； 犙—过栅流量 （ｍ３／ｈ）； 犙ｍａｘ—过栅最大流量 （ｍ３／ｓ）； 犺—栅前水深 （ｍ）； α—格栅设置倾角 （度）； 狏—过栅流速 （ｍ／ｓ）； 犺—栅前水深 （ｍ）； 犆— 格 栅 设 置 倾 角 系 数， 狏—过栅流速 （ｍ／ｓ）：最大 为４５°、６０°、７５°和９０° 　　犙—格栅流量 （ｍ３／ｈ）； 设 计 流 量 时 为 ０．８～ 时 犆 值 分 别 为 １．０、 狏—过栅间隙流速 （ｍ／ｓ）； 符号说明 １．０，平 均 设 计 流 量 时 １．１１８、１．２３５和１．３５４； 犺—栅前水深 （ｍｍ）； 为０．３； 犽—过 栅 水 流 系 数，与 栅 犲—净间隙宽度 （ｍｍ）； 犺０—理论水头损失值 （ｍ）； 速间隙和形状有关 狊—栅片厚度 （ｍｍ）； 犺１—实际水头损失值 （ｍ）； 间隙 （ｍｍ） 犽 犺１—过栅实际水头损失（ｍｍ） 犽—考虑格 栅 堵 塞 的 水 头 损 １ ０．９１～１．１７ 失 增 大 系 数， 一 般 取 １～３； ３ ０．４０～０．５５ β—栅条 形 状 系 数， 一 般 圆 ６ ０．３２～０．４１ １０ ０．５０～０．６０ 截面栅条为１．７９，矩形 １５ ０．３１ 截面栅条为２．４２； ３０ ０．２９ ξ—栅条阻力系数 ５８

为避免造成栅前壅水，故将栅后槽底下降犺１ 作为补偿，见图３５。 （３１） 格栅总高度： 犎＝犺＋犺１＋犺２ 式中　犎———栅槽总高度，ｍ； 犺———栅前水深，ｍ； 犺１———见表３３； 犺２———栅前渠道超高，ｍ，一般用０．３ｍ。 栅槽总长度： 犔 ＝犾１ ＋犾２ ＋１．０＋０．５＋ｔａ犎ｎ１α （３２） 式中　犔———栅槽总长度，ｍ； 犎１———栅前槽高，犎１＝犺＋犺２，ｍ； 犾１———进水渠道渐宽部分长度，犾１ ＝ 犅２ｔａ－ｎα犅１１，ｍ； 犅１———进水渠道宽度，ｍ； α１———进水渠展开角，一般用２０°； 犾２———栅槽与出水渠连接渠的渐缩长度，犾２＝犾２１ ，ｍ。 每日栅渣量计算： 犠 ＝ 犙ｍａｘ犠１ ×８６４００ （３３） 犓总 ×１０００ 式中　犠 ———每日栅渣量，ｍ３／ｄ； 犠１———栅渣量 （ｍ３／１０３ｍ３ 污水），取０．１～０．０１，粗格栅用小值，细格栅用大值， 中格栅用中值； 犓总 ———生活污水流量总变化系数，见表３４。 生活污水流量总变化系数 表３４ 平均日流量（Ｌ／ｓ） ４ ６ １０ １５ ２５ ４０ ７０ １２０ ２００ ４００ ７５０ １６００ 犓总 ２．３ ２．２ ２．１ ２．０ １．８９ １．８０ １．６９ １．５９ １．５１ １．４０ １．３０ １．２０ 【例３１】　已知某城市的最大设计污水量 犙ｍａｘ＝０．２ｍ３／ｓ，犓总 ＝１．５，计算格栅各部 尺寸。 【解】　格栅计算草图见图３６。设栅前水深犺＝０．４ｍ，过栅流速取狏＝０．９ｍ／ｓ，用中 格栅，栅条间隙犲＝２０ｍｍ，格栅安装倾角α＝６０°。 栅条的间隙数： 狀 ＝ 犙ｍａｘ槡ｓｉｎα ＝０．００．２２×槡０ｓ．ｉ４ｎ６×００°．９≈２６ 犲犺狏 栅槽宽度： 根据表３３，平面格栅，取栅条厚度犛＝０．０１ｍ 犅 ＝犛（狀－１）＋犲狀 ＝０．０１（２６－１）＋０．０２×２６＝０．８ｍ 进水渠道渐宽部分长度： ５９

若进水渠宽犅１＝０．６５ｍ，渐宽部分展开角α１＝２０°，此时进水渠道内的流速为０．７７ｍ／ｓ， 犾１ ＝ 犅－犅１ ＝０．２８ｔａ－ｎ２００．°６５≈０．２２ｍ ２ｔａｎα１ 　　栅槽与出水渠道连接处的渐窄部分长度： 犾２ ＝犾２１ ＝０．２２２＝０．１１ｍ 过栅水头损失： 因栅条为矩形截面，取犽＝３，并将已知数据代入表３３平面格栅条公式： ０．０１ ４ ２×０．９９．２８１ｓｉｎ６０°×３＝０．０９７ｍ ０．０２ ３ （ ）犺１ ＝２．４２ 式中栅条形状系数β，矩形截面取２．４２。 栅后槽总高度： 取栅前渠道超高犺２＝０．３ｍ，栅前槽高 犎１＝犺１＋犺２＝０．７ｍ 栅槽总高度： 犎＝犺＋犺１＋犺２＝０．４＋０．０９７＋０．３＝０．８ｍ 栅槽总长度： 犔 ＝犾１ ＋犾２ ＋０．５＋１．０＋ｔａ犎ｎ６１０°＝０．２２＋０．１１＋０．５＋１．０＋ｔａ０ｎ．６７０°＝２．２４ｍ 每日栅渣量： 用式 （３３），取 犠１＝０．０７ｍ３／１０３ｍ３ 犠 ＝犙ｍａｘ犓·总犠×１１·００８０６４００＝０．２１×．０５．×０７１０×０８０６４００＝０．８ｍ３／ｄ ?用机械清渣。 ３．２　破碎机与切碎机 ３２１　概述 　　破碎机见图３７，安装在：①格栅后；②污水泵前。切碎机见图３７中 ＡＡ 剖面，安 装在：①消化池热交换器前；②污泥长距离输送泵前；③干燥器前。防止水泵堵塞 设备 磨损；提高热交换效果并防止堵塞。 ３２２　破碎机与切碎机的构造与安装 破碎机的主要部件是半圆柱形固定滤网与同心的圆柱形转动切割盘。构造与安装见图 ３７。污水流过时，半圆柱形固定滤网截留悬浮固体，然后被不断旋转的圆柱形转动切割 盘切碎后，随水流走。 为了维修方便，在破碎机前、后的渠道上，安装平板闸门，并设置旁通渠及格栅。在 停电、两台破碎机同时发生机械故障或污水流量超负荷时，停止使用破碎机，污水可从旁 通渠流入后续处理构筑物。 切碎机见第９章图９１１。 ６０

图３７　破碎机构造与安装图 ３．３　沉 淀 理 论 ３３１　概述 污水中的悬浮物质，可在重力的作用下沉淀去除。这是一种物理过程，简便易行，效 果良好，是污水处理的重要技术之一。 根据悬浮物质的性质、浓度及絮凝性能，沉淀可分为４种类型。 第一类为自由沉淀，当悬浮物质浓度不高，在沉淀的过程中，颗粒之间互不碰撞，呈 单颗粒状态，完成沉淀过程。典型例子是砂粒在沉砂池中的沉淀以及悬浮物质浓度较低的 污水在初次沉淀池中的沉淀过程。自由沉淀过程可用牛顿第二定律及斯托克斯公式描述。 第二类为絮凝沉淀 （也称干涉沉淀），当悬浮物质浓度约为５０～５００ｍｇ／Ｌ时，在沉淀 过程中，颗粒与颗粒之间可能互相碰撞产生絮凝作用，使颗粒的粒径与质量逐渐加大，沉 淀速度不断加快，故实际沉速很难用理论公式计算，主要靠试验测定。这类沉淀的典型例 子是活性污泥在二次沉淀池中的沉淀。 第三类为区域沉淀 （或称成层沉淀，拥挤沉淀），当悬浮物质浓度大于５００ｍｇ／Ｌ 时， 在沉淀过程中，相邻颗粒之间互相妨碍、干扰、沉速大的颗粒也无法超越沉速小的颗粒， 各自保持相对位置不变，并在聚合力的作用下，颗粒群结合成一个整体向下沉淀，与澄清 水之间形成清晰的液—固界面，沉淀显示为界面下沉。典型例子是二次沉淀池下部的沉淀 过程及浓缩池开始阶段。 第四类为压缩，区域沉淀的继续，即形成压缩。颗粒间互相支承，上层颗粒在重力作 用下，挤出下层颗粒的间隙水，使污泥得到浓缩。典型的例子是活性污泥在二次沉淀池的 污泥斗中及浓缩池中的浓缩过程。 活性污泥在二次沉淀池及浓缩池的沉淀与浓缩过程中，实际上都顺次存在着第一、第 二、第三、第四类型的沉淀过程，只是产生各类沉淀的时间长短不同而已。图３８所示的 沉淀曲线，即活性污泥在二次沉淀池中的沉淀过程。 ６１

图３８　活性污泥在二次沉淀池中的沉淀过程 图３９　自由沉淀过程 ３３２　沉淀类型的分析 １． 自由沉淀 自由沉淀可用牛顿第二定律表述，为分析简便起见，假设颗粒为球形，见图３９。 犿ｄｄ狌狋 ＝犉１ －犉２ －犉３ （３４） 式中　狌———颗粒沉速，ｍ／ｓ； 犿———颗粒质量； 狋———沉淀时间，ｓ； 犉１———颗粒的重力，犉１＝π６犱３犵ρｇ； 犉２———颗粒的浮力，犉２＝π６犱３犵ρｙ； 犉３———下沉过程中，受到的摩擦阻力犉３ ＝ 犆π犱２ρ狔狌２ ＝犆π４犱２ρｙ狌２２ ＝犆犃ρｙ狌２２； ８ 犃———颗粒在垂直面上的投影面积； 犱———颗粒的直径，ｍ； 犵———重力加速度，ｍ／ｓ２； 犆———阻力系数，是球形颗粒周围液体绕流雷诺数的函数，由于污水中颗粒直径较 小，沉速不大，绕流处于层流状态，可用层流阻力系数公式犆＝犚２４犲； 犚犲———雷诺数，犚犲＝ ｄ狌ρｙ； μ μ———液体的黏滞度； ρｇ———颗粒的密度； ρｙ———液体的密度。 把上列各关系式代入式 （３４），整理后得： 犿ｄｄ狋狌 ＝犵（ρｇ－ρｙ）π狔犱３ －犆π４犱２ρｙ狌２２ （３５） ６２

颗粒下沉时，起始沉速为０，逐渐加速，摩擦阻力犉３ 也随之增加，重力与阻力达到 平衡，加速度ｄｄ狌狋＝０，颗粒呈等速下沉。故式 （３５）可改写为： 狌 ＝烄４犵·ρｇ－ρｙ犱烌１／２ 烆３犆 ρｙ 烎 代入阻力系数公式，整理后得： 狌 ＝ρｇ－ρｙ犵犱２ （３６） １８μ 式 （３６）即为斯托克斯 （ｓｔｏｃｋｓ）公式。由式可知：① 沉速狌 的决定因素是ρｇ－ρｙ， 当ρｇ＜ρｙ 时，狌呈负值，颗粒上浮；ρｇ ＞ρｙ 时，狌呈正值，颗粒下沉；ρｇ ＝ρｙ 时，狌＝０颗 粒在水中随机，不沉不浮。② 沉速狌与颗粒的直径犱２ 成正比，所以增大颗粒直径犱，可 大大地提高沉淀 （或上浮）效果。③狌与μ 成反比，μ 决定于水质与水温，在水质相同的 条件下，水温高则μ 值小，有利于颗粒下沉 （或上浮）。④ 由于污水中颗粒非球形，故式 （３６）不能直接用于工艺计算，需要加非球形修正。 自由沉淀规律，可通过沉淀试验得到。试验方法有两种。 第一种试验方法：取直径为８０～１００ｍｍ，高度为１５００～２０００ｍｍ 的沉淀筒狀 个 （一 般为６～８个）。将已知悬浮物浓度犆０ 与水温的水样，注入各沉淀筒，搅拌均匀后，同时 开始沉淀试验。取样点设在水深 犎＝１２００ｍｍ 处。经沉淀时间狋１，狋２，…狋犻，…狋狀 时，分 别在１号，２号，…犻号，…狀 号沉淀筒取出水样１００ｍＬ，并分析各水样的悬浮物浓度犆１， 犆２，…犆犻…，犆狀。在直角坐标纸上，作去除率η＝犆０犆－０犆犻×１００％与沉淀时间狋犻 之间的关 系曲线；去除率η与沉速狌犻＝狋犎犻 之间的关系曲线。所谓沉速狌犻 是指在沉淀时间狋犻 内，能 从水面恰巧下沉到水深 犎 处的最小颗粒的沉淀速度。两条关系曲线见图３１０（ａ）、（ｂ）。 图３１０　自由沉淀试验曲线 当已知沉淀时间，或已知需要去 除 的 颗 粒 沉 速， 即 可 在 图 ３１０（ａ）、 （ｂ）曲 线 上 查 出 去除率。这种试验方法存在着明显的误差，即狌ｔ≥狌０＝狋犎 的颗粒，在狋时间内可被全部沉 淀去除。而狌ｔ＜狌０ 的颗粒，在相同的时间狋内能否被去除，决定于这些颗粒存在的位置： 若处于 犎′的范围内，则能被去除；若处于 犎′以上，则可及时地下沉补充并存在于所取的 水样中。因此去除率没有包含这些颗粒的去除量。由此而产生的误差值，可用如下分析得 ６３

出：因狌０＝狋犎 ，∴狋＝狌犎０；又因狌ｔ ＝ 犎狋′，∴狋＝ 犎′，故 犎 ＝ 犎′，犎′ ＝狌狌０ｔ，可见狌ｔ ＜狌０ 狌ｔ 狌０ 狌ｔ 犎 的那些颗粒的去除量，等于狌ｔ 值，也等于颗粒所处位置的比值犎′。为了避免这个误差， 狌０ 犎 可?用第二种试验方法。 第二种试验方法：沉淀筒尺寸、数目及取样点深度与第一种试验方法相同，但取样的 方法不同。第二种试验的取样方法是：在沉淀时间为狋１，狋２，…狋犻，…狋狀 时，分别在１号， ２号，…犻号，…狀 号沉淀筒 内， 取 出 取 样 点 以 上 的 全 部 水 样， 分 析 各 水 样 的 悬 浮 物 浓 度 犆１，犆２，…犆犻，…犆狀，记录于表３５中。水样中的悬浮物浓度犆犻 与污水原有悬浮物浓度 犆０ 的比值称为悬浮物剩余量，简称剩余量，用 犘０ ＝ 犆犻 表示，相应的去除量应为 （１－ 犆０ 犘０）。根据表３５所列数值，在直角坐标纸上，纵坐标为剩余量 犘０ ＝ 犆犻，横 坐 标 为 沉 速 犆０ 狌ｔ，作剩余量犘０ 与沉速狌ｔ 关系曲线，见图３１１。若要求沉淀去除沉速为狌０＝狋犎 的颗粒， 显然凡沉速狌１≥狌０ 的所有颗粒，都可被沉淀去除，去除量为 （１－犘０）；而当狌１＜狌０ 的那 部分颗粒能被沉淀去除的数量，可作如下分析：设其中某特定粒径的颗粒的重量是悬浮物 总量的 ｄ犘，它能被沉淀去除 的 比 值 为狌ｔ， 则 被 沉 淀 去 除 的 数 量 应 为狌狌０ｔｄ犘， 可 见 狌１ ＜狌０ 狌０ ０犘０狌狌０ｔｄ犘，因此总去除量应为 （１－犘０）＋狌１０ 犘０狌ｔｄ犘，这就避免 ∫ ∫的那部分颗粒的去除量应为 ０ 了第一种试验方法存在的误差。如用去除率表示，则可写成： （１００－犘０）＋１狌０００ 犘０ （３７） ∫η＝ 狌ｔｄ犘 ０ 式中　犘０———百分率。 沉淀试验记录 表３５ 取样时间 悬浮浓度 去除量 沉速狌ｔ 剩余量 （ｍｉｎ） （ｍｇ／Ｌ） 犘０＝犆犻／犆０ １－犘０ ＝ 犆０ －犆犻 （ｍｍ／ｓ） （ｍ／ｍｉｎ） 犆０ ０ 犆０＝４００ ０ ０ ０ １ ５ 犆１＝２４０ （４００－２４０）／４００＝０．４ １２００／５×６０＝４ ０．２４ ２４０／４００＝０．６ １５ 犆２＝２０８ ０．０８ ３０ 犆３＝１８４ ０．４８ １．３３ ０．０４ ０．５２ ４５ 犆４＝１６０ ０．５４ ０．６７ ０．０２７ ０．４６ ６０ 犆５＝１３２ ０．６０ ０．４４ ０．０２０ ０．４０ ９０ 犆６＝１０８ ０．６７ ０．３２ ０．０１３ ０．３３ １２０ 犆７＝８８ ０．７３ ０．２２ ０．０１ ０．２７ ０．７８ ０．１７ ０．２２ 根据表３５，在直角坐标纸上，纵坐标为剩余量 犘０，横坐标为沉速狌ｔ，作 犘０－狌ｔ 关 系曲线图３１１，从图可知，狌ｔｄ犘 是一块微小面积 （图３１１阴 影部 分）， 犘０ 是 关 系 曲 ∫０ 狌ｔｄ犘 ６４

线与纵坐标所包围的面积，如把此包围的面积，划分成很多矩形小块，便可用图解的方法 求得去除率。 图３１１　剩余量犘０沉速狌ｔ 关系曲线 【例３２】　污水悬浮物浓度犆０＝４００ｍｇ／Ｌ，用第二种试验方法试验的结果，见表３５， 试求：① 需去除狌０＝２．５ｍｍ／ｓ（０．１５ｍ／ｍｉｎ）的颗粒的总去除率；② 需去除狌０＝１ｍｍ／ｓ （０．０６ｍ／ｍｉｎ）的颗粒的去除率。 【解】　 用图解法，把图３１１划分为８个矩形小块 （划分越多，结果越精确），累计面 ∫积犘０ 计算结果，列于表３６。 狌ｔｄ犘 ０ ∫犘０狌狋犱犘 图解计算值 表３６ ０ 狌ｔ （ｍｍ／ｓ） ｄ犘 狌ｔｄ犘 狌ｔ （ｍｍ／ｓ） ｄ犘 狌ｔｄ犘 ０．１１ ０．０４ ０．００４４ ０．８８ ０．０３ ０．０２６４ ０．２５ ０．０６ ０．０１５ １．１７ ０．０２ ０．０２３４ ０．３７ ０．１０ ０．０３７ １．６７ ０．０２ ０．０３３４ ０．５８ ０．０７ ０．０４０６ ２．３０ ０．０２ ０．０４６ ∫合计 犘０狌ｔｄ犘 ＝０．２２６ ０ （１）要求去除狌０＝２．５ｍｍ／ｓ的颗粒的总去除率为：从图３１１查得狌０＝２．５ｍｍ／ｓ时， 剩余量犘０＝０．５６；沉速狌ｔ＜狌０ （２．５ｍｍ／ｓ）的颗粒去除量 ∫０犘０ ＝０．２２６ （由表３６）， 狌ｔｄ犘 总去除率为 η＝ （１００－５６）＋２１．００５×０．２２６＝４４＋９．０４＝５３．０４％ 取５３％。 即狌ｔ≥２．５ｍｍ／ｓ的颗粒，可去除４４％，狌ｔ＜２．５ｍｍ／ｓ的颗粒，可去除９％。 （２）要求去除沉速狌０＝１ｍｍ／ｓ的颗粒的去除率：从图３１１查得狌０＝１ｍｍ／ｓ时，犘０＝ ∫０．５；狌ｔ＜狌０ 的颗粒去除量犘０ ＝０．１２３４，总去除率为： 狌ｔｄ犘 ０ η＝ （１００－５０）＋１０１０×０．１２３４＝６２．３％ ６５

即狌ｔ≥狌０ （１．０ｍｍ／ｓ）的 颗 粒，可 去 除 ５０％，狌ｔ＜狌０ （１．０ｍｍ／ｓ）的 颗 粒，可 去 除１２．３％。 ２． 絮凝沉淀 絮凝沉淀试验是在一个直径为１５０～２００ｍｍ，高度为２０００～２５００ｍｍ，在高度方向每 隔５００ｍｍ 设取样口的沉淀筒内进行，见图３１２（ａ）。将已知悬浮物浓度犆０ 及水温的水样 注满沉淀筒，搅拌均匀后开始计时，每隔一定时间间隔，如１０，２０，３０，…１２０ｍｉｎ，同 时在各取样口取水样５０～１００ｍＬ，分析各水样的悬浮物浓度，并计算出各自的去除率η ＝ 犆０ －犆犻 ×１００％，记录于表３７。 犆０ 图３１２　絮凝沉淀曲线 表３７ 絮凝试验记录表 取样时间 （ｍｉｎ） 取样深度 ０ １０ ２０ … 取样口编号 浓度 去除率 浓度 去除率 浓度 去除率 浓度 去除率 （ｍ） （ｍｇ／Ｌ） （％） … （ｍｇ／Ｌ） （％） （ｍｇ／Ｌ） （％） （ｍｇ／Ｌ） （％） … １ ０．５ ２００ ０ １８０ １０ １６０ １９ ２ １．０ ２００ ０ １８４ ８ １７０ １５ …… ３ １．５ ２００ ０ １８８ ６ １７８ １１ …… ４ ２．０ ２００ ０ １９０ ５ １８２ ９ …… 根据表 ３７，在 直 角 坐 标 纸 上，纵 坐 标 为 取 样 口 深 度 （ｍ），横 坐 标 为 取 样 时 间 （ｍｉｎ），将同一沉淀时间，不同深度的去除率标于其上，然后把去除率相等的各点连接成 等去除率曲线，见图３１２ （ｂ）。从图３１２ （ｂ）可求出与不同沉淀时间、不同深度相对应 的总去除率。求解方法，通过例题说明。 【例３３】　图３１２（ｂ）是某城市污水的絮凝沉淀试验得到的得去除率曲线。求解沉淀 时间３０ｍｉｎ，深度２ｍ 处的总去除率。 【解】　先计算沉淀时间狋＝３０ｍｉｎ，犎＝２ｍ 处的沉速为狌０＝狋犎 ＝３２０＝０．０６７ｍ／ｍｉｎ＝ ６６

１．１１ｍｍ／ｓ。故凡狌ｔ≥狌０＝０．０６７ｍ／ｍｉｎ的颗粒都可被去除。由图３１２（ｂ）知，这部分颗粒 的去除率４５％，狌ｔ＜狌０＝０．０６７ｍ／ｍｉｎ的颗粒的去除率可用图解法求得。图解法的步骤： ①在等去除率曲线４５％与６０％之间作中间曲线 （见图３１２（ｂ）上的虚线），该曲线与狋＝ ３０ｍｉｎ的垂直线交点对应的深度为１．８１ｍ，得颗粒的平均沉速为狌１＝１．３０８１＝０．０６ｍ／ｍｉｎ＝ １．０ｍｍ／ｓ，② 用同样的方法，在６０％与７５％两条曲线之间，作中间曲线，中间曲线与狋 ＝３０ｍｉｎ的 垂 直 线 交 点 对 应 的 深 度 为 ０．５ｍ，得 这 部 分 颗 粒 的 平 均 沉 速 为 狌２ ＝０３．０５＝ ０．０１７ｍ／ｍｉｎ＝０．２８ｍｍ／ｓ。沉速更小的 颗 粒 可 略 去 不 计。 故 沉 淀 时 间狋＝３０ｍｉｎ，犎 ＝２ｍ 深度处的总去除率为： η＝４５％ ＋狌狌１０（６０－４５）＋狌狌２０（７５－６０）＋ … ＝４５％ ＋１１．．１０１×１５＋１０．．１２１８×１５＋ … ＝６２．３％ 　　３． 区域沉淀与压缩 区域沉淀与压缩试验，可在直径为１００～１５０ｍｍ，高度为１０００～２０００ｍｍ 的沉淀筒内 进行。将已知悬浮物浓度犆０ （犆０＞５００ｍｇ／Ｌ，否则不会形成区域沉淀）的污水，装入沉 淀筒内 （深度为 犎０），搅拌均匀后，开始计时，水样会很快形成上清液与污泥层之间清 晰的界面。污泥层内的颗粒之间相对位置稳定，沉淀表现为界面的下沉，而不是单颗粒下 沉，沉速用界面沉速表达。 界面下沉的初始阶段，由于浓度较稀， 沉速是悬浮物浓度的函数狌 ＝犳（犆），呈等 速沉淀。随着界面继续下沉，悬浮物浓度 不断增加，界面沉速逐渐减慢，出现过渡 段。此时，颗粒之间的水分被挤出并穿过 颗粒上 升，成 为 上 清 液。界 面 继 续 下 沉， 浓度更浓，污泥层内的下层颗粒能够机械 地承托上层颗粒，因而产生压缩区。区域 沉淀与压缩试验结果，记录于表３８中。根 据表３８，在直角坐标纸上，以纵坐标为界 面高度，横坐标为沉淀时间，作界面高度 与沉淀时间关系图，即图３１３。 图３１３　区域沉淀曲线及装置 通过图３１３曲线任一点，作曲线的切 犃—等速沉淀区；犅—过渡区；犆—压缩区 线，切线的斜率即为该点相对应的界面的界面沉速。分别作等速沉淀段的切线及压缩段的 切线，两切线交角的角平分线交沉淀曲线于 犇 点，犇 点就是等速沉淀区与压缩区的分界 点。与犇 点相对应的时间即压缩开始时间。这种静态试验方法可用来表述动态二次沉淀 池与浓缩池的工况，也可作为它们的设计依据 （详见污泥重力浓缩）。 ６７

区域沉淀与压缩试验记录表 表３８ 沉淀时间 界面高度 界面沉速 沉淀时间 界面高度 界面沉速 （ｍｉｎ） 犎 （ｍｍ） （ｍｍ／ｍｉｎ） （ｍｉｎ） 犎 （ｍｍ） （ｍｍ／ｍｉｎ） 狋＝０ 犎０ 狋６ 狋１ 狋７ 狋２ … 狋３ … 狋４ … 狋５ 狋狀 ３３３　理想沉淀池原理 上述４种类型的沉淀理论与实际沉淀池的运动规律及工程应用，尚有差距。为了分析 悬浮颗粒在实际沉淀池内的运动规律和沉淀效果，提出了 “理想沉淀池”这一概念。理想 沉淀池的假设条件是： ① 污水在池内沿水平方向作等速流动，水平流速为狏，从入口到出口的流动时间为 狋；② 在流入区，颗粒沿截面犃犅 均匀分布并处于自由沉淀状态，颗粒的水平分速等于水 平流速狏；③ 颗粒沉到池底即认为被去除。 １． 平流理想沉淀池 平流理想沉淀池见图３１４。 图３１４　平流理想沉淀池 理想沉淀池分流入区、流出区、沉淀区和污泥区。从点 犃 进入的颗粒，它们的运动 轨迹是水平流速狏和颗粒沉速狌 的矢量和。这些颗粒中，必存在着某一粒径的颗粒，其沉 速为狌０，刚巧能沉至池底。故可得关系式： 狌０ ＝ 犎 　　狌０ ＝狏犎犔 （３８） 狏 犔 式中　狌０———颗粒沉速； 狏———污水的水平流速，即颗粒的水平分速； 犎———沉淀区水深； 犔———沉淀区长度。 从图３１４，与 “３．３．２”节自由沉淀相同的原理进行分析，沉速狌ｔ≥狌０ 的颗粒，都可 ６８

在犇 点前沉淀，见轨迹Ⅰ所代表的颗粒。沉速狌ｔ＜狌０ 的那些颗粒，视其在流入区所处在 的位置而定，若处在靠近水面处，则不能去除，见轨迹Ⅱ实线所代表的颗粒；同样的颗粒 若处在靠近池底的位置，就能被去除，见轨迹Ⅱ虚线所代表的颗粒。若沉速狌ｔ＜狌０ 的颗 粒的重量，占全部颗粒重量的ｄ犘％，可被沉淀去除的量应为犎犺ｄ犘％，因为犺＝狌ｔ狋，犎 ＝ 犘０ 狌狌０ｔｄ犘 犘０狌ｔｄ犘。可见，沉速小于狌０ ∫ ∫狌０狋，所以狌犺１ ＝狌犎０，狌狌０ｔｄ犘 ＝ 犎犺ｄ犘，积分得０ ＝狌１０ 的颗 ０ 犘０狌ｔｄ犘。理想沉淀池总去除量 为：（１－犘０）＋狌１０ 犘０狌ｔｄ犘，犘０ ０ ０ 粒被沉淀去除的量为 １ 为沉 ∫ ∫狌０ 速小于狌０ 的颗粒占全部悬浮物颗粒的比值 （即剩余量）。用去除率表示，可改写为： （１００－犘０）＋１狌０００ 犘０ （３９） ∫η＝ 狌ｔｄ犘 ０ 可见式 （３９）与式 （３７）相同，式中犘０ 用百分数代入。 根据理想沉淀池的原理，可说明两点： （１）设处理水量为犙 （ｍ３／ｓ），沉淀池的宽度为犅，水面面积为 犃＝犅·犔 （ｍ２），故 颗粒在池内的沉淀时间为： 狋＝ 犔 ＝狌犎０ （３１０） 狏 沉淀池的容积为：犞＝犙狋＝犎犅犔，因犙 ＝ 犞 ＝ 犎犅犔 ＝ 犃狌０，所以 狋 狋 犙 ＝狌０ ＝狇 （３１１） 犃 犙 的物理意义是：在单位时间内通过沉淀池单位面积的水量，称为表面负荷或溢流 犃 率，用符号狇表示。表面负荷或溢流率狇的量纲是：ｍ３／（ｍ２ｓ）或 ｍ３／（ｍ２ｈ），也可简化 为 ｍ／ｓ或 ｍ／ｈ。表面负荷的数值等于颗粒沉速狌０，若需要去除的颗粒的沉速狌０ 确定后， 则沉淀池的表面负荷狇值同时被确定。 （２）根据图３１４，在水深犺 以下入流的颗 粒，可 被 全部 沉淀 去 除， 因犺 ＝ 犔 ，所 以 狌ｔ 狏 犺＝狌狏ｔ犔，则沉速为狌ｔ 的颗粒的去除率为： η＝ 犺 ＝ 狌狏ｔ犔 ＝ 狌ｔ ＝ 狌ｔ ＝ 狌ｔ ＝ 狌ｔ （３１２） 犎 犎 狏犎 狏犎犅 犙 狇 犔 犔犅 犃 从式 （３１２）可知，平流理想沉淀池的去除率仅决定于表面负荷狇及颗粒沉速狌ｔ，而 与沉淀时间无关。 ２． 圆形理想沉淀池 圆形理想沉淀池有辐流与竖流两种，如图３１５所示。 沉淀池的半径犚，中心筒半径为狉１，沉淀区高度为 犎。 辐流理想沉淀池中，取半径狉处的任一点，有沉速为狌ｔ 的颗粒，该颗粒的沉淀轨迹 是颗粒沉速狌ｔ 和狉处的水平流速的矢量和，即： ６９

图３１５　圆形理想沉淀池 （ａ）辐流；（ｂ）竖流 ｄ狉＝狏ｄ狋，ｄ犎＝狌ｔｄ狋 式中　狏———半径狉处的水平流速； 狌ｔ———某颗粒的沉速； 狋———沉淀时间。 该颗粒被沉淀去除的条件为： ∫ ∫犎ｄ犎≤犚 ｄ狉 ０狌ｔ狉１ 狏 在辐流理想沉淀池中，水平流速随半径的增加而减少，即狏＝２π犙狉犎 ，代入上式并积 分整理后，可得： 狌１ ≥ π（犚２犙－狉２１）＝ 犙 ＝狌０ ＝狇 犃 式中　犃———沉淀区表面积。 可见上式与式 （３１１）相同。由于辐流理想沉淀池的流态与平流理想沉淀池基本相 同，故辐流理想沉淀池的去除率也可采用式 （３９），即： （１００－犘０）＋１狌０００ 犘０ ∫η＝ 狌ｔｄ犘 ０ 竖流理想沉淀池中，在半径狉 处的任一点，水流速度的垂直分速度为狏，狏＝狋犎 ，狋为 沉淀时间。凡是沉速狌ｔ≥狏的颗粒，即狌ｔ≥－狋犎 （因颗粒下沉，方向与水流的垂直分速相 反，故用 “－”），犎＝狏狋＝－狌ｔ狋的那些颗粒才能被沉淀去除；而狌ｔ＜狏的所有颗粒，都不 可能被沉淀去除，若这部分颗粒的重量与全部颗粒的重量之比值为犘０ （即剩余量），因此 １００ 犘０ 狌０ ∫竖流理想沉淀池的去除率仅为η＝ 狌ｔｄ犘 （１００－犘０），而没有 项。 ０ ３３４　实际沉淀池与理想沉淀池之间的误差 实际沉淀池示意图见图３１６，图３１７。以平流沉淀池为例，沉淀区的有效水深为 犎， 有效长度为犔，池宽为犅。由于实际沉淀池在池宽与池深方向都存在着水流分布不均匀的 问题；以及由于污水温差、风力、水流与池壁之间的摩擦阻力等原因造成紊流，使实际沉 ７０

淀池的去除率低于理想沉淀池。 　 图３１６　池深方向水平流速分布不均匀的影响 图３１７　池宽方向水流速度分布不均匀的影响 １． 深度方向水平流速分布不均匀的影响 实例沉淀池中，水平流速沿深度方向分布不均匀见图３１６，水平流速狏 表示为水深的 函数，即狏＝犳（犺），沉速为狌０ 的颗粒，沉淀轨迹为：ｄ犾＝狏ｄ狋，ｄ犺＝狌０ｄ狋，可得 ｄ犾 ＝狌ｄ犺０ ，狌０ｄ犾＝狏ｄ犺 （３１３） 狏 由于水平流速沿深度不断减慢，所以颗粒的沉淀轨迹是下垂曲线，见图３１６，式 （３ １３）积分得： 犔犎 犎 （３１４） ∫ ∫ ∫狌０ ｄ犾＝ 狏ｄ犺，狌０犔 ＝ 狏ｄ犺 ００ ０ 凡狌ｔ＜狌０ 的颗粒的去除率，决定于入流深度，即等于在深度犺 间入流的数量占它们 总量的比例： 犺 ∫η＝ 狏ｄ犺 ＝狌狌０ｔ犔犔 ＝狌狌０ｔ ＝ 狌ｔ （３１５） 狇 ∫００ 犎 狏ｄ犺 式 （３１５）与式 （３１２）完全相同，可见沉淀池深度方向与水平方向分布不均匀，对 去除率没有影响。 ２． 宽度方向水流速度分布不均匀的影响 水平流速在宽度方向分布不均匀见图３１７所示，水平流速狏 表示为池宽犅 的函数， 即狏 ＝犳（犫）。设宽度犫 和犫＋ｄ犫 之间的微分面积上的水平流速是均匀的，相对应的水面积 为 犃′＝犔ｄ犫，微分流量犙′＝狏犎ｄ犫。根据式 （３１０）、式 （３１１）以及η＝狇狌，狇＝犃犙′′ 等关 系，可写出沉速为狌ｔ 的颗粒的去除率应为： ηｂ ＝ 狌ｔ ＝狏犎狌ｔｄ犫 ＝狏狌犎ｔ犔ｄｄ犫犫 ＝狏狌犎ｔ犔 ×１００％ （３１６） 犙′ 犃′ 犔ｄ犫 如果具有相同沉速狌ｔ 的颗粒处于沉淀池中心线附近，即该颗粒的去除率 （用η０ 表 示）应为： η０ ＝狏狌ｍａｔｘ犔犎 ×１００％ （３１７） 显然　η０＜ηｂ。 可见，沉淀池宽度方向的水平流速分布不均匀，是降低沉淀池去除率的主要原因。 ３． 紊流对去除率的影响 ７１

由于紊流的存在，使颗粒不能均速下沉，并在沉淀池内的三维空间作不规则运动，使 颗粒沉速或减慢或加速，影响去除率。这一影响还难用理论进行分析。 ３．４　沉　砂　池 沉砂池的功能是去除比重较大的无机颗粒 （如泥砂、煤渣等，它们的相对密度约为 ２．６５）。 沉砂池一般设于泵站、倒虹管前，以便减轻无机颗粒对水泵、管道的磨损；也可设于 初次沉淀池前，以减轻沉淀池负荷及改善污泥处理构筑物的处理条件。常用的沉砂池有平 流沉砂池、曝气沉砂池、多尔沉砂池和钟式沉砂池等。 ３４１　平流沉砂池 平流沉砂池由入流渠、出流渠、闸板、水流部分及沉砂斗组成，如图３１８所示。它 具有截留无机颗粒效果较好、工作稳定、构造简单、排沉砂较方便等优点。 图３１８　平流沉砂池工艺图 １． 平流沉砂池的设计 （１）平流沉砂池的设计参数 按去除相对密度为２．６５，粒径大于０．２ｍｍ 的砂粒确定主要参数有：① 设计流量的 确定：当污水自流入池时，应按最大设计流量计算；当污水用水泵抽升入池时，按工作水 泵的最大组合流量计算；合流制处理系统，按降雨时的设计流量计算；② 设计流量时的 水平流速：最大流速为０．３ｍ／ｓ，最小流速为０．１５ｍ／ｓ。这样的流速范围，可基本保证无 机颗粒能沉掉，而有机物不能下沉；③ 最大设计流量时，污水在池内的停留时间不少于 ３０ｓ，一般为３０～６０ｓ；④ 设计有效水深不应大于１．２ｍ，一般采用０．２５～１．０ｍ，每格池 宽不宜小于０．６ｍ；⑤ 沉砂量的确定：生活污水按每人每天０．０１～０．０２Ｌ计，城市污水按 ７２

每１ｍ３ 污水砂量为０．０３Ｌ计，合流制污水的沉砂量应按实际情况确定。沉砂含水率约为 ６０％，容重１．５ｔ／ｍ３，贮砂斗的容积接２ｄ的沉砂量计，斗壁倾角５５°～６０°；⑥ 沉砂池超 高不宜小于０．３ｍ。 （２）计算公式 １）沉砂池水流部分的长度 沉砂池两闸板之间的长度为水流部分长度： 犔＝狏狋 （３１８） 式中　犔———水流部分长度，ｍ； 狏———最大流速，ｍ／ｓ； 狋———最大设计流量的停留时间，ｓ。 ２）水流断面积 犃 ＝ 犙ｍａｘ （３１９） 狏 式中　犃———水流断面积，ｍ２； 犙ｍａｘ———最大设计流量，ｍ３／ｓ。 ３）池总宽度 犅 ＝犺犃２ （３２０） 式中　犅———池总宽度，ｍ； 犺２———设计有效水深，ｍ。 ４）沉砂斗容积 犞 ＝８６４０１００犙５犓ｍａｘ狋总·狓１　 或犞 ＝ 犖狓２狋′ （３２１） 式中　犞———沉砂斗容积，ｍ３； 狓１———城市污水沉砂量，０．０３Ｌ／ｍ３； 狓２———生活污水沉砂量，Ｌ／（ｐ·ｄ）； 狋′———清除沉砂的时间间隔，ｄ； 犓总 ———流量总变化系数； 犖———沉砂池服务人口数。 ５）沉砂池总高度 犎 ＝犺１ ＋犺２ ＋犺３ （３２２） 式中　犎———总高度，ｍ； 犺１———超高，０．３ｍ； 犺３———贮砂斗高度，ｍ。 ６）验算 按最小流量时，池内最小流速狏ｍｉｎ≥０．１５ｍ／ｓ进行验算。 狏ｍｉｎ ＝ 犙ｍｉｎ （３２３） 狀ω 式中　狏ｍｉｎ———最小流速，ｍ／ｓ； 犙ｍｉｎ———最小流量，ｍ３／ｓ； ７３

狀———最小流量时，工作的沉砂池个数； ω———工作沉砂池的水流断面面积，ｍ２。 ２． 平流沉砂池的排砂装置 平流沉砂池常用的排砂方法主要 有重力排砂与机械排砂两类。 图３１８ 所 示 为 砂 斗 加 底 闸，进 行重 力 排 砂， 排 砂 管 直 径 ２００ｍｍ。 图３１９ 为 砂 斗 加 贮 砂 罐 及 底 闸， 进 行重力排 砂， 图 中 １ 为 钢 制 贮 砂 罐， ２、３为手动或电动蝶阀，４为旁通水 管，将贮砂罐的上清液挤回沉砂池， 图３１９　平流式沉砂重力排砂法 ５为运动小车。这种排砂方法的优点 是排砂的含水率低，排砂量容易 计 算，缺点是沉砂池需要高架或挖下沉式小车通道。 图３２０所示为 机 械 排 砂 法 的 一 种 单 口 泵 吸 式 排 砂 机。沉砂池为平底，砂泵２，真空泵５，吸砂管７，旋流 分离器６，均安装在行走桁架１上。桁架沿池长方向往 返行走排砂。经旋流分离器分离的水分回流到沉砂池， 沉砂可用小车，皮带输送器等运至洒砂场或贮砂池。这 种排砂 方 法 自 动 化 程 度 高， 排 砂 含 水 率 低， 工 作 条 件 好。机械排砂法还有链板排砂法、抓斗排砂法等。中、 大型污水处理厂应采用机械排砂法。 ３４２　曝气沉砂池 平流 沉 砂 池 的 主 要 缺 点 是 沉 砂 中 约 夹 杂 有 １５％ 的 有机物， 使 沉 砂 的 后 续 处 理 增 加 难 度。 故 常 需 配 洗 砂 机，把排砂经清洗后，有机物含量低于 １０％，称为清 洁砂，再外运。曝气沉砂池可克服这一缺点。 图３２０　单口泵吸式排砂机 １． 曝气沉砂池的构造 １—桁架；２—砂泵；３—桁架行走装置； 曝气沉砂池呈矩形，池底一侧有犻＝０．１～０．５的坡 ４—回转装置；５—真空泵；６—旋流 度坡向另一侧的集砂槽。曝气装置设在集砂槽侧，空气 分离器；７—吸砂管；８—齿轮； ９—操作台 扩散板距池底０．６～０．９ｍ，使池内的水流作旋流运动， 无机颗粒之间的互相碰撞与摩擦机会增加，把表面附着的有机物磨去。此外，由于旋流产 生的离心力，把相对密度较大的无机颗粒甩向外层并下沉，相对密度较轻的有机物旋至水 流的中心部位随水带走。可使沉砂中的有机物含量低于１０％。集砂槽中的砂可采用机械 到砂、空气提升器或泵吸式排砂机排除。曝气沉砂池断面见图３２０。 ２． 曝气沉砂池设计 （１）设计参数 ① 旋流速度控制在０．０５～０．３０ｍ／ｓ之间；② 最大时流量的停留时间应大于２ｍｉｎ、 水平流速为０．１ｍ／ｓ；③ 有效水深为２～３ｍ，宽深比为１．０～１．５，长宽比可达５；④ 曝气 ７４

装置，可? 用 压 缩 空 气 竖 管 连 接 穿 孔 管 （穿孔孔径为２．５～６．０ｍｍ）或压缩空气竖 管连接空气扩散板，每 ｍ３ 污水所需曝气量 为 ０．１～０．２ｍ３ 或 每 ｍ２ 池 表 面 积３～ ５ｍ３／ｈ。 （２）计算公式 １）总有效容积 犞＝ ６０犙ｍａｘ狋 （３２４） 式中　犞———总有效容积，ｍ３； 图３２１　曝气沉砂池剖面图 犙ｍａｘ———最大设计流量，ｍ３／ｓ； １—压缩空气管；２—空气扩散板；３—集砂槽 狋———最大设计流量时的停留时间，ｍｉｎ。 ２）池断面积 犃 ＝ 犙ｍａｘ （３２５） 狏 式中　犃———池断面面积，ｍ２； 狏———最大设计流量时的水平前进流速，ｍ／ｓ。 ３）池总宽度 犅 ＝ 犃 （３２６） 犎 式中　犅———池总宽度，ｍ； 犎———有效水深，ｍ。 ４）池长 犔 ＝ 犞 （３２７） 犃 式中　犔———池长，ｍ。 ５）所需曝气量 狇 ＝３６００犇犙ｍａｘ （３２８） 式中　狇———所需曝气量，ｍ３／ｈ； 犇———每 ｍ３ 污水所需曝气量，ｍ３／ｍ３。 ３４３　多尔沉砂池 １． 多尔沉砂池的构造 多尔沉砂池由污水入口和整流器、沉砂池、出水溢流堰、刮砂机、排砂坑、洗砂机、 有机物回流机和回流管以及排砂机组成。工艺构造如图３２２所示。 沉砂被旋转刮砂机刮至排砂坑，用往复齿耙沿斜面耙上，在此过程中，把附在砂粒上 的有机物洗掉，洗下来的有机物经有机物回流机及回流管随污水一起回流至沉砂池，沉砂 中的有机物含量低于１０％，达到清洁沉砂的标准。 ２． 多尔沉砂池的设计 （１）沉砂池的面积 沉砂池的面积根据要求去除的砂粒直径及污水温度确定，可查图３２３。 ７５

图３２２　多尔沉砂池工艺图 　 图３２３　多尔沉砂池求面积图 （２）沉砂池最大设计流速 最大设计流速为０．３ｍ／ｓ。 （３）主要设计参数 （表３９） 多尔沉砂池设计参数 表３９ 　沉砂池直径 （ｍ） ３．０ ６．０ ９．０ １２．０ 　最大流量 （ｍ３／ｓ） ０．１７ ０．７０ １．５８ ２．８０ 　求去除砂粒直径为０．２１ｍｍ ０．１１ ０．４５ １．０２ １．８１ 　求去除砂粒直径为０．１５ｍｍ １．４ １．５ １．１ １．２ ０．９ １．１ 　沉砂池深度 （ｍ） ０．５ ０．６ ０．７ ０．７ ０．４ ０．４ １０．０ １２．０ 　最大设计流量时的水深 （ｍ） ８．０ ９．０ 　洗砂机宽度 （ｍ） 　洗砂机斜面长度 （ｍ） ３４４　旋流沉砂池 旋流沉砂池有两种：钟式沉砂池与比氏沉砂池。 １． 钟式沉砂池 １）钟式沉砂池构造 钟式沉砂池是利用机械力控制水流流态与流速，加速砂粒沉淀并使有机物随水流带走 的沉砂装置。沉砂池由流入口、流出口、沉砂区、砂斗及带变速箱的电动机、传动齿轮、 压缩空气输送管和砂提升管以及排砂管组成。污水由流入口切线方向流入沉砂区，利用电 动机传动装置带动转盘和斜坡式叶片，由于所受离心力的不同，把砂粒甩向池壁，掉入砂 斗，砂斗的容积按２４ｈ沉砂量确定，有机物被送回污水中。调整转速，可达到最佳沉砂效 果。沉砂用压缩空气经砂提升管，排砂管清洗后排除，清洗水回流至沉砂区，排砂达到清 洁砂标准。钟式沉砂池工艺图见图３２４。 ７６

２）钟式沉砂池的设计 钟式沉砂池的各部分尺寸标于图３２５。根据设计污水流量的大小，有多种型号供设 计选用。钟式沉砂池型号及尺寸见表３１０。 图３２４　钟式沉砂池工艺图 图３２５　钟式沉砂池各部分尺寸图 钟式沉砂池型号及尺寸表 （ｍ） 表３１０ 型号 流量 （Ｌ／ｓ） 犃犅犆犇犈犉犌犎犑犓 犔 ５０ ５０ １．８３ １．０ ０．３０５ ０．６１０ ０．３０ １．４０ ０．３０ ０．３０ ０．２０ ０．８０ １．１０ １００ １１０ ２．１３ １．０ ０．３８０ ０．７６０ ０．３０ １．４０ ０．３０ ０．３０ ０．３０ ０．８０ １．１０ ２００ １８０ ２．４３ １．０ ０．４５０ ０．９００ ０．３０ １．３５ ０．４０ ０．３０ ０．４０ ０．８０ １．１５ ３００ ３１０ ３．０５ １．０ ０．６１０ １．２００ ０．３０ １．５５ ０．４５ ０．３０ ０．４５ ０．８０ １．３５ ５５０ ５３０ ３．６０ １．５ ０．７５０ １．５０ ０．４０ １．７０ ０．６０ ０．５１ ０．５８ ０．８０ １．４５ ９００ ８８０ ４．８７ １．５ １．００ ２．００ ０．４０ ２．２０ １．００ ０．５１ ０．６０ ０．８０ １．８５ １３００ １３２０ ５．４８ １．５ １．１０ ２．２０ ０．４０ ２．２０ １．００ ０．６１ ０．６３ ０．８０ １．８５ １７５０ １７５０ ５．８０ １．５ １．２０ ２．４０ ０．４０ ２．５０ １．３０ ０．７５ ０．７０ ０．８０ １．９５ ２０００ ２２００ ６．１０ １．５ １．２０ ２．４０ ０．４０ ２．５０ １．３０ ０．８９ ０．７５ ０．８０ １．９５ ２． 比氏沉砂池 比氏 （Ｐｉｓｔａ）沉砂池由沉砂区与集砂区两部分组成，与钟式沉淀池的差别在于两区 之间没有斜坡过渡，见图３２６，螺旋桨叶片可以上、下调整。正常运转时，自动控制每 ３～４ｈ排砂一次，每次排砂时间为１０～１５ｍｉｎ。 ７７

图３２６　比氏沉砂池 １—进水渠；２—沉砂池壁；３—储砂室；４—砂提升管；５—搅砂叶片；６—刮砂浆叶； ７—旋转叶片；８—减速器；９—沉砂室；１０—出水渠；１１—提砂泵 ３．５　沉　淀　池 沉淀池按工艺布置的不同，可分为初次沉淀池和二次沉淀池。初次沉淀池是一级污水 处理厂的主体处理构筑物，或作为二级污水处理厂的预处理构筑物设在生物处理构筑物的 前面。处理的对象是悬浮物质 （英文缩写为ＳＳ，约可去除４０％～５５％以上），同时可去除 部分ＢＯＤ５ （约占总ＢＯＤ５ 的２０％～３０％，主要是悬浮性ＢＯＤ５），可改善生物处理构筑物 的运行条件并降低其 ＢＯＤ５ 负荷。初次沉淀池中的沉淀物质称为初次沉淀污泥；二次沉淀 池设在生物处理构筑物 （活性污泥法或生物膜法）的后面，用于沉淀去除活性污泥或腐殖 污泥 （指生物膜法脱落的生物膜），它是生物处理系统的重要组成部分。初沉池、生物膜 法及其后的二沉池ＳＳ点去除率为６０％～９０％，ＢＯＤ５ 总去除率为６５％～９０％；初沉池、 活性污泥法及其后的二沉池的总去除率为７０％～９０％和６５％～９５％。 沉淀池按池内水流方向的不同，可分为平流式沉淀池、辐流式沉淀池和竖流式沉淀池。 ３５１　平流式沉淀池 １． 平流式沉淀池的构造 平流式沉淀池工艺见图３２７，由流入装置、流出装置、沉淀区、缓冲层、污泥区及 排泥装置等组成。 流入装置由设有侧向或槽底潜孔 的配水槽、挡流板组成，起均匀布水 与消 能 作 用。挡 流 板 入 水 深 不 小 于 ０．２５ｍ，水 面 以 上 ０．１５～０．２０ｍ，距 流入槽０．５ｍ。 图３２７　平流式沉淀池 流出装置由流出槽与一挡板组成。 ７８

流出槽设自由溢流堰，溢流堰严格水平，既可保证水 流均匀，又可控制沉淀池水位。为此溢流堰常采用锯 齿形堰，见图３２８，溢流堰最大负荷不宜大于２．９Ｌ／ （ｍ·ｓ） （初次沉淀池），１．７Ｌ／（ｍ·ｓ） （二次沉淀 池）。为了减少负 荷， 改 善 出 水 水 质， 溢 流 堰 可 采 用 多槽沿程布置。如需阻挡浮渣随水流走，可在锯齿堰 前设置挡渣板；或采用潜孔出流的流出堰。出流挡板 入水深０．３～０．４ｍ，距溢流堰０．２５～０．５ｍ。锯齿堰 及沿程布置出流槽见图３２８。 缓冲层的作用是避免已沉污泥被水流搅起以及缓 解冲击负荷。 污泥区起贮存、浓缩和排泥的作用。 图３２８　溢流堰及多槽出流装置图 排泥装置与方法一般有： （１）静水压力法：利用池内的静水位，将污泥排出池外，见图３２９。排泥管１，直径 犱＝２００ｍｍ，插入污泥斗，上端伸出水面以便清通。静水压力 犎＝１．５ｍ （初次沉淀池），０．９ｍ （活性污泥法后二次沉淀池），１．２ｍ （生物膜法后二次沉淀池）。为了使池底污泥能滑入污泥 斗，池底应有犻＝０．０１～０．０２坡度，也可采用多斗式平流沉淀池，以减小池深，见图３３０。 　 图３２９　沉淀池静水压力排泥 图３３０　多斗式平流沉淀池 １—排泥管；２—集泥斗 （２）机械排泥法：链带式刮泥机见图３３１，链带装有刮板，沿池底缓慢移动，排泥 机的行进速度为０．３～１．２ｍ／ｍｉｎ，把沉泥缓缓推入污泥斗，当链带刮板转到水面时，又 可将浮渣推向流出挡板处的浮渣槽。链带式的缺点是机件长期浸在污水中，易被腐蚀，且 难维修。行走小车刮泥机见图３２７，小车沿池壁顶的导轨往返行走，使刮板将污泥刮入 污泥斗，浮渣刮入浮渣槽。由于整套刮泥机都在水面上，不易腐蚀，易于维修。被刮入污 泥斗的沉泥，可用静水压力法或螺旋泵排出池外。上述两种机械排泥法，主要适用于初次 沉淀池。当平流式沉淀池用作二次沉淀池时，由于活性污泥的比重轻，含水率高达９９％ 以上，呈絮状，不易被刮除，故可采用单口扫描泵吸式，使集泥与排泥同时完成，见图 ３３２。图中吸口１，吸泥泵与吸泥管２，用猫头吊８挂在桁架７的工字钢上，并沿工字钢 作横向往返移动，吸出的污泥排入安装在桁架上的排泥槽４，通向污泥后续处理构筑物， ７９

图３３１　设有链带式刮泥机的平流式沉淀池 １—进水槽；２—进水孔；３—进水挡流板；４—出水挡流板；５—出水槽； ６—排泥管；７—排泥闸门；８—链带；９—排渣管槽 （能够转动）；１０—导轨； １１—支撑；１２—浮渣室；１３—浮渣管 因此可保持污泥的高程，便于后续处理。单口扫描泵吸式向流入区移动时吸、排污泥，向 流出区移动时不吸泥。吸泥时的耗水量约占处理水量的０．３％～０．６％。由于排泥方法可 有效解决，故平流式沉淀池可作为二次沉淀池，如把曝气池的出口，直接作为二次沉淀池 的入口，可使污水处理厂的水头损失大为 减小。采用机械排泥法时，平流式沉淀池 可采用平低，以便减小池深。 ２． 平流式沉淀池的设计 设计内容包括流入、流出装置、沉淀 区、污泥区、排泥和排浮渣设备选择等。 如前所述，实际沉淀池存在着水流 在池宽与池深方向不均匀及紊流，流态 图３３２　单口扫描泵吸式 与理想沉淀池大不相同。故不能完全按 沉淀理论进行设计，而是以沉淀试验为 １—吸口；２—吸泥泵与吸泥管；３—排泥管； 依据并参考同类沉淀池的运行资料进行 ４—排泥槽；５—排泥渠；６—电机与驱动装置； 设计。 ７—桁架；８—小车电机及猫头吊；９—桁架 （１）沉淀区尺寸计算 电源引入线；１０—小车电机电源引入线 沉淀区尺寸的计算方法有两种。 第一种方法：按沉淀时间和水平流速或表面负荷计算法，当无污水悬浮物沉淀试验资 料时，可用本法计算。 １）沉淀区有效水深犺２ ８０

犺２＝狇狋 （３２９） 式中　犺２———有效水深，ｍ； 狇———表面水力负 荷，即 要 求 去 除 的 颗 粒 沉 速，如 无 试 验 资 料，可 参 考 表 ３１１ 选用； 狋———污水沉淀时间，初次沉淀池０．５～２ｈ，二次沉淀池参见表３１１。 沉淀区有效水深犺２，一般用２．０～４．０ｍ，超高不应小于０．３ｍ。 ２）沉淀区有效容积 犞１ ＝ 犃犺２ （３３０） 犞１ ＝犙ｍａｘ狋 （３３１） 式中　狏１———有效容积，ｍ３； 犃———沉淀区水面积，ｍ２，犃 ＝ 犙ｍａｘ ； 狇 犙ｍａｘ———最大设计流量，ｍ３／ｈ。 ３）沉淀区长度 犔＝３．６狏狋 （３３２） 式中　犔———沉淀区长度，ｍ； 狏———最大设计流量时的水平流速，ｍｍ／ｓ，一般不大于５ｍｍ／ｓ。 ４）沉淀区总宽度 犅 ＝ 犃 （３３３） 犔 式中　犅———沉淀区总高度，ｍ。 ５）沉淀池座数或分格数 狀 ＝ 犅 （３３４） 犫 式中　狀———沉淀池座数或分格数； 犫———每座或每格宽度，与刮泥机有关，一般用５～１０ｍ。 为了使水流均匀分布，沉淀区长度不宜大于６０ｍ，一般采用３０～５０ｍ，长宽比不小于 ４∶１，长深比不小于８，沉淀池的总长度等于沉淀区长度加前后挡板至池壁的距离。 第二种方法：按表面水力负荷计算法，当已有沉淀试验数据时采用。 １）沉淀区水面积 犃： 狇 ＝ 犙犃ｍａｘ，犃 ＝ 犙ｍａｘ （３３５） 狇 狇＝狌０ 式中　犃———沉淀区水面积，ｍ２； 狇———表面水力负荷，ｍ３／（ｍ２·ｈ），通过试验取得或参见表３１１； 狌０———要去除的颗粒的最小沉速，ｍ／ｈ或 ｍｍ／ｓ。 ２）沉淀池有效水深 ８１

犺２ ＝ 犙犃ｍａｘ狋＝狌０狋 （３３６） 式中　犺２———有效水深，ｍ； 　犙ｍａｘ，狋同前。 （２）污泥区计算 按每日污泥量和排泥的时间间隔设计。 每日产生的污泥量 犠 ＝ 犛犖狋 （３３７） １０００ 式中　犠 ———每日污泥量，ｍ３／ｄ； 犛———每人每日产生的污泥量，Ｌ／（人·ｄ），城市污水的污泥量见表３１１； 犖———设计人口数； 狋———两次排泥的时间间隔，初次沉淀池按２ｄ考虑。曝气池后的二次沉淀池按２ｈ 考虑。机械排泥的初次沉淀池和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。 城市污水沉淀池设计数据及产生的污泥量表 表３１１ 沉淀池类型 沉淀时间 表面水力负荷 污泥量 污泥含水率 固体负荷 （ｈ） ［ｍ３／（ｍ２ｈ）］ ［ｇ／（人·ｄ）］ （％） ［ｋｇ／（ｍ２·ｄ）］ 初次沉淀池 ０．５～２．０ １．５～４．５ １６～３６ ９５～９７ — 二次 生物膜法后 １．５～４．０ １．０～２．０ １０～２６ ９６～９８ ≤１５０ 沉淀池 活性污泥法后 １．５～４．０ ０．６～１．５ １２～３２ ９９．２～９９．６ ≤１５０ 如已知污水悬浮物浓度与去除率，污泥量可按下式计算 犠 ＝ 犙ｍａｘγ２４（１（０犆００－－狆犆０１））１００狋 （３３８） 式中　犆０，犆１—分别是进水与沉淀池出水的悬浮物浓度，ｋｇ／ｍ３，如有浓缩池、消化池及 污泥脱水机的上清液回流至初次沉淀池，则式中的犆０ 应取１．３犆０，犆１ 应 取１．３犆０ 的５０％～６０％； 狆０———污泥含水率，％，见表３１１； γ———污泥容重，ｋｇ／ｍ３，因污泥的主要成分是有机物，含水率在 ９５％ 以上， 故γ 可取１０００ｋｇ／ｍ３； 狋———两次排泥的时间间隔，同上。 （３）沉淀池的总高度 犎 ＝犺１ ＋犺２ ＋犺３ ＋犺４ （３３９） 式中　犎———总高度，ｍ； 犺１———超高，不小于０．３ｍ； 犺２———沉淀区有效水深２．０～４．０ｍ； 犺３———缓冲区高度，当无刮泥机时，取０．５ｍ；有刮泥机时，缓冲层的上缘应高出 刮板０．３ｍ；一般采用机械排泥，排泥机械的行进速度为０．３～１．２ｍ／ｍｉｎ； 犺４———污泥区高度，ｍ，根据污泥量，池底坡度、污泥斗几何高度及是否采用刮泥 ８２

机决定。一般规定池底纵坡不小于０．０１，机械刮泥时，纵坡为０，污泥斗倾 角α：方斗宜为６０°，圆斗宜为５５°。 （４）沉淀池数目 沉淀池数目不 少 于 ２ 座， 并 应 考 虑 一 座 发 生 故 障 时， 另 一 座 能 负 担 全 部 流 量 的 可 能性。 （５）沉淀池出水堰最大负荷 初次沉淀池不宜大于２．９Ｌ／（ｓ·ｍ）；二次沉淀池不宜大于１．７Ｌ／（ｓ·ｍ）。 （６）沉淀池应设置撇渣设施。 城市污水沉淀池的设计数据，根据表３１１选用。 【例３４】　某工业区 的 工 业 废 水 量 为 １０００００ｍ３／ｄ， 悬 浮 物 浓 度 犆０＝２５０ｍｇ／Ｌ， 沉 淀 水悬浮物浓不超过５０ｍｇ／Ｌ，污泥含水率９７％。通过试验取得的沉淀曲线见图３３３。 图３３３　沉淀曲线 【解】（１）设计参数的确定 根据题意，沉淀池的去除率应为η＝２５０２５－０５０×１００＝８０％，由图３３３可查得，当η＝ ８０％时，应去除的最小颗粒的沉速为０．４ｍｍ／ｓ （１．４４ｍ／ｈ），取表面水力负荷狇＝１．５ｍ３／ （ｍ２·ｈ），沉淀时间狋＝６５ｍｉｎ。 设计表面水力负荷狇０＝１．５ｍ３／（ｍ２·ｈ）。 由于狇０＝狌０，故狌０＝１．５ｍ／ｈ＝０．４２ｍｍ／ｓ。 设计沉淀时间狋０＝６６０５＝１．１ｈ 设计污水量 犙ｍａｘ＝２４×１６００５×６０＝１．１５７ｍ３／ｓ＝４１６６．７ｍ３／ｈ （２）沉淀区各部尺寸 （计算草图见 图３３４） 总有效沉淀面积 犃＝犙狇ｍ０ａｘ＝４１１６．６５．７ 图３３４　平流沉淀池计算图 （ｍｍ） ＝２７７７．８ｍ２ 采用１２座沉淀池，每池表面积 犃１ ＝ ２３２ｍ２， 每 池 的 处 理 量 为 犙１ ＝ ３４７．２ｍ３／ｈ ８３

沉淀池有效水深，用式 （３３６） 犺２ ＝ 犙犃１狋１ ＝３４７．２２３２×１．１＝１．６５ｍ 每个池宽为犫取６．０ｍ，池长为 犔 ＝ 犃１ ＝２３６２＝３８．７ 犫 长宽比核算３８６．７＝６．１４＞４∶１合格。 （３）污泥区尺寸 每日产生的污泥量用式 （３３４）计算 犠 ＝１００１００５×（２１５００００－×５０（１）０×０１－００９７）＝６６６．７ｍ３ 每座沉淀池的污泥量 犠１＝６６１６２．７＝５５．５ｍ３ 污泥斗容积 （用锥体体积公式）： 犞 ＝ ３１犺４（犳１ ＋犳２ ＋槡犳１·犳２） （３４０） 式中　犳１———污泥斗上口面积，ｍ２； 犳２———污泥斗下底面积，ｍ２； 犺４———污泥斗的高度。 本题的犳１＝６×６＝３６ｍ２，犳２＝０．４×０．４＝０．１６ｍ２，污泥斗为方斗，α＝６０°，∴犺４＝ ２．８×１．７３４＝４．８ｍ （见图３３４）。 每座沉淀池设两个污泥斗，每个斗的容积为： 犞１ ＝ １ × （３６＋０．１６＋槡３６×０．１６）＝６１．７ｍ３ ３ 每座沉淀池的污泥斗可储存２ｄ的污泥量，满足要求。 （４）沉淀池的总高度用式 （３３９）计算，采用机械刮泥，缓冲层高犺３＝０．６ｍ （含刮 泥板），平底，故： 犎 ＝犺１ ＋犺２ ＋犺３ ＋犺４ ＝０．３＋１．６５＋０．６＋４．８＝７．５２ｍ （５）沉淀池总长度 犔 ＝０．５＋０．３＋３８．７＝３９．５ｍ 式中　０．５———流入口至挡板距离； ０．３———流出口至挡板距离。 （６）出水堰长度复核： 图３３４所示。每池出水堰长度为６ｍ＋１５ｍ＋１５ｍ＝３６ｍ，出水堰负荷为３４７．２×３１６０００００ ＝９６．４Ｌ／ｓ，９６．４／３６＝２．７Ｌ／（ｓ·ｍ）＜２．９Ｌ／（ｓ·ｍ）合格。 ３５２　普通辐流式沉淀池 １． 普通辐流式沉淀池的构造 ８４

普通辐流式沉淀池呈圆形或正方形，直径 （或边长）６～５０ｍ，圆形直径不宜大于 ５０ｍ，池周水深１．５～３．０ｍ，用机械排 泥，池底 坡 度 不 宜 小 于 ０．０５。辐 流 式 沉淀池 可 用 作 初 次 沉 淀 池 或 二 次 沉 淀 池。工艺 构 造 见 图 ３３５， 是 中 心 进 水， 周边出水，中心传动排泥的辐流式沉淀 池。为了使布水均匀，进水管设穿孔挡 板，穿孔 率 为 １０％ ～２０％。出 水 堰 亦 图３３５　普通辐流式沉淀池工艺图 采用锯齿堰，堰前设挡板，拦截浮渣。 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，周边线速不宜大于３ｍ／ｍｉｎ，１～３ｒ／ｈ，将污泥推入污泥斗，然后用静 水压力或污泥泵排除。当作为二次沉淀池时，沉淀的活性污泥含水率高达９９％以上，不 能被刮板刮除，可?用如图３３６所示的静水压力法排泥，图中１为穿孔挡板，２为排泥 槽，槽内泥面与沉淀池水面有犺的落差 （犺约３０ｃｍ），３为对称的两排泥槽之间的联接管， 联接管通过密封装 置 将 泥 从 排 泥 总 管 排 出，４ 为 沿 底 缓 慢 转 动 的 排 泥 管， 对 称 两 边 各 ４ 条，每条负担底部一个环区的排泥，依靠犺 静水压力，将底泥排入排泥槽２。 图３３６　静水压力排泥示意图 ２． 辐流式沉淀池的设计 （１）每座沉淀池表面积和池径 犃１ ＝ 犙ｍａｘ （３４１） 狀狇０ （３４２） 槡犇 ＝ ４犃１ ８５ π 式中　犃１———每池表面积，ｍ２； 犇———每池直径，ｍ； 狀———池数； 狇０———表面水力负荷，ｍ３／（ｍ２·ｈ），见前。 （２）沉淀池有效水深 犎０ ＝狇０狋 式中　犺２———周边有效水深，ｍ； 狋———沉淀时间，见前。

池径与水深比宜用６∶１２。 （３）沉淀池总高度 犎 ＝犺１ ＋犺２ ＋犺３ ＋犺４ ＋犺５ （３４３） 式中　犎———总高度，ｍ； 犺１———保护高，取０．３ｍ； 犺２———有效水深，ｍ； 犺３———缓冲层高，ｍ，非机械排泥时宜为０．５ｍ；机械排泥时缓冲层上缘宜高出刮 泥板０．３ｍ； 犺４———沉淀池底坡落差，ｍ； 犺５———污泥斗高度，ｍ。 【例３５】　 某 城 市 污 水 处 理 厂 的 最 大设计流量犙ｍａｘ＝２４５０ｍ３／ｈ，设计人口 犖＝３４万，采用机械刮泥，初次沉淀池 采用辐流式。 【解】　计算草图见图３３７。 （１）沉淀池表面积 表面水力负荷参照表３１２。取狇０＝ ２ｍ３／（ｍ２·ｈ），狀＝２座 图３３７　辐流式沉淀池计算图 犙ｍａｘ ＝２２４×５０２＝６１２．５ｍ２ 狀狇０ 犃１ ＝ ４犃１ ４×６１２．５ π π 槡 槡池径犇 ＝ ＝ ＝２７．９ｍ，取２８ｍ （２）有效水深 取沉淀时间狋＝１．５ｈ 犺２＝狇０狋＝２×１．５＝３ｍ （３）沉淀池总高度 每池每天污泥量用式 （３３６）计算 犠１＝１犛００犖０狋狀＝０．１５０×００３４××２１×０２４４×４＝１４．２ｍ３ 式中　犛 取０．５Ｌ／（人·ｄ）（查表３１１得），由于用机械刮泥，所以污泥在斗内贮存时间用 ４ｈ。污泥斗容积用几何公式计算 犞１ ＝ π３犺５（狉２１ ＋狉１狉２ ＋狉２２）＝ π×３１．７３（２２ ＋２×１＋１２）＝１２．７ｍ３ 犺５ ＝ （狉１ －狉２）ｔａｎα＝ （２－１）ｔａｎ６０°＝１．７３ｍ 　　底坡落差犺４ ＝ （犚－狉１）×０．０５＝１２×０．０５＝０．６ｍ 因此，池底可贮存污泥的体积为 犞２ ＝ π３犺４（犚２ ＋犚狉１ ＋狉２１）＝ π×３０．６（１４２ ＋１４×２＋２２）＝１４３．３ｍ３ 　　共可贮存污泥体积为犞１＋犞２＝１２．７＋１４３．３＝１５６ｍ３＞１４．２ｍ３，足够。 ８６