福州市某给水工程万吨每天毕业设计计算书.doc

1、给 水 工 程 毕 业 设 计 任 务 书目 录第一章 用水量计算第二章 给水系统选择和给水方案比较第一节 水源选择第二节 取水方式的选择第三节 水厂厂址和净水工艺第四节 给水方案比较第三章 输水管与给水管网计算第一节 输水管第二节 给水管网第四章 取水工程设计 第一节 取水头部第五章 净水厂设计第一节 静态管式混合器第二节 多通道折板絮凝池第三节 平流沉淀池第四节 v型滤池第五节 清水池第六节 加氯、加药第六章 二级泵房设计第七章 编制工程概算第一章 用水量计算本工程是在福州市新东区新建一座水厂，要求其供水能力为30万吨/天，以满足周围居民用水.缺乏供水人口总数及其相关的用水量计算资料，则水

2、厂的供水量即为新东区的用水量。用水量为30万吨/天第二章 给水系统选择和给水方案比较第一节 水源选择 取水水源为敖江坂塘坝址。敖江是福州市辖区内北部独立入海的第二大水系，发源于古田县东北,流经福州市的罗源、连江两县,于连江县的铺口镇入东海,流域面积2655Km2，全长137Km，平均坡降2.6，年平均径流量30.4亿m3。敖江流域基本上在福州市辖区内，距福州市中心城区20Km，是福州市十分重要的水利水电资源.敖江是本市辖区内待开发的河流源头水源，拟建工程上游及取水口处，两岸山高坡陡,森林密布,森林覆盖率占上游流域面积70%，植被覆盖率超过95，具有良好的水源保护外部环境条件。经7年水质检测结果

3、表明：本工程上游山仔水库除平水期PH偏低，个别时点总氮、磷和大肠菌群微量超标，经常规净水处理后可达标，塘坂水库大部分单项指标均能达到GB383888的地面水类水质标准，个别单项达到类水质标准和CJ302093饮用水水源水质一级标准,无工业污染后患，不存在有毒有害的重金属和人工合成有机物，五项有害物质指标全部达到GB574985标准，水质指标均优于闽江福州市上游江段水质，是作为集中式生活饮用水的优质水源。从本地区水源的水质分析:敖江水源是本市辖区内优良的地表水源，未受到城市和工业污染,水质优于闽江洪山上游江段，根据闽江洪山桥上游江段水源目前已掌握的资料中发现的问题，认为在适当降低水厂运行参数条件

4、下,可继续作为城市集中供水水源,但福州市地处闽江下游,水源水质还存在不确定性的问题。因此，从城市饮用水水源长远着眼，宜尽早开发市区境内敖江第二水源,对城市安全供水、形成对置供水布局和城市可持续发展有深远意义。鉴于敖江水源取水口位于河流上游，不具备城市和工业污染条件，从城市持续发展战略高度和长远观点出发，是理想的饮用水优质水源.第二节 取水方式的选择取水水源至水厂为重力流，则采用管式取水头部,40km的长距离输水管第三节 水厂厂址和净水工艺231水厂厂址选择在新东区的东北方向232 由于是水库取水，水质较好，在采用传统的净水工艺程工艺流程为进水折板絮凝池平流沉淀池v型滤池清水池吸水井二级泵房出水

5、第四节 给水方案比较给水方案比较详见设计说明书第三章 输水管与给水管网计算 第一节 输水管输水管用2条，以备因事故停用一条时仍须保证70%的设计流量一条输水管的设计流量Q30×104×1。08×702.625m3/sV设计1。5m/s，则,采用DN1600，则V实1.31m/s采用钢筋混凝土管，设检查孔便于检修清理第二节 给水管网321流量计算最高日平均时流量时变化系数取1。6，则最高日最高时流量Q=5554.39L/s集中流量322求比流量由城市总体规划图上量出各管段长度，按比例放大(见管网示意图)，得69867m323求沿线流量比流量沿线流量管段编号管段起始节

6、点号计算管长(m)沿线流量(l/s）12175059622322300182853341900151054531500119。2556570055.656671780141.517871700135。15812-845035.78912-1367053。261012-1163050.081111-1042033。391210981064。40139648038.161414-12106084。2715141696076.321617-1648038。161715-1440031。8018151796076。311918-1535027。8220181936028。622119-2047037。

7、362220-2153042。1423221819015。102425-2271056.4452526-1959046.902627-2059847。5427282187569.5628282975059.622929-3050039.7530664160047.703141-231700135。1532414225019.883323-24120095.40342425125099。3835243574559。2336252670055。6537352551040。5438353657045，323926-2745035。7840312715011.9241373135027.8242272

8、848938.8843322842033.3944383245035.7845323360047.7046333450039。7547363783065.9848373875059。6249383947037.365039-4045035.785140-531300103。35525358100079。50535863105083。485463651900151.05553644105083.485644-4980063.605749-5455043。725854-59100079.5059424350039.7560434870055。656143441400111。362484950039

9、。7563444580063.6064495076060.426554-5575059.626637-45100079。5067455075059。626850-5560047.706955-6045035。787038-4665051。687147-4640031。807247-5150039。7573566164050。887451-5690071.557561-6270055.657662-64120095。4077454790071.557850-51110087.457955-561350107.328060611860147.878146-521400111.30825152800

10、63。608356-5755043。72845257100079。5085616270055.6586525350039.7587575855043.72324节点流量q1=29.81L/s q2=121.24L/s q3=226。58L/sq4=75.52L/s q5=87。45L/s q6=117。66L/sq7=138.33L/s q8=85。46L/s q9=51.28L/sq10=48.90L/s q11=41。74L/s q12=111。70L/sq13=26.63L/s q14=96。20L/s q15=67.97L/sq16=57.24L/s q17=57。24L/s q18=

11、35。77L/sq19=56。44L/s q20=63.52L/s q21=55.85L/sq22=35。77L/s q23=115。28L/s q24=127.00/sq25=126。00/s q26=69。16L/s q27=67。06L/sq28=100。72L/s q29=49。68L/s q30=19。88L/sq31=19。87L/s q32=58.44 L/s q33=43。72 L/sq34=19.88 L/s q35=72.54 L/s q36=97。39 L/sq37=116.46 L/s q38=92.22 L/s q39=36。57 L/sq40=69.56 L/s q

12、41=101。36 L/s q42=29。82 L/sq43=103.35 L/s q44=160.99 L/s q45=137。14 L/sq46=97.39 L/s q47=71。55 L/s q48=47。70 L/sq49=103。74 L/s q50=127。60 L/s q51=131。18 L/sq52=147.08 L/s q53=111.3 L/s q54=91。42 L/sq55=125。21 L/s q56=136。74 L/s q57=111.30 L/sq58=103.35 L/s q59=39.75 L/s q60=91。82 L/sq61=155。02 L/s q

13、62=75.52 L/s q63=117。26 L/sq64=47.70 L/s q65=75.52 L/s q66=23。85 L/s325 管网平差根据用水情况,拟定各管段的流向（见管网示意图）。按照最短路线供水原则，并考虑可靠性的要求进行流量分配,并保证流入节点的流量与流出节点的流量相平衡；再根据公式:，及平均经济流速（D=100400mm：v=0。60.9m/s；D400mm:v=0。91.4m/s），确定各管段管径（详见表1）.将以上数据输入管网平差软件后运行，输出结果填入表1。各个环的闭合查均小于0。05326消防校核假设同一时间内有两处失火，并分别在管网的最远处和地势最高处，每处

14、消防流量按40 L/s计算。将消防流量加到管网上，重新分配流量后,再进行管网平差。初分的管网中的管径仍能满足消防时的供水，同时1000i也满足条件。消防流量加最大用水量的平差结果见表2.从管网起点到失火点，即最不利点的水头损失为h166 = 14。56mh6466=10.48m经过消防校核后得到从管网起点到最不利点的水头损失：h166 16。40mh6466=12.34m第四章 取水工程设计第一节 取水头部管式取水头部,其喇叭口管式安装在自流管上，上应有格栅以拦截漂浮物。分设两个取水头部，以便清洗和检修，相邻的取水头部有一定的间距,间距为5m.淹没小孔上缘在设计最低水位时的淹没深度：顶部进水时

15、为0.8m，侧面进水0。6m。进水孔需设置格栅,以拦截大块漂浮物，格栅固定在进水孔上.喇叭口D2000mm。第五章 净水厂设计第一节 静态管式混合器511絮凝池分为3个系列，混合器设在絮凝池进水管中512设计流量513设计流速v=1.0m/s，则管径采用DN1200，则实际流速v=1。1m/s514 混合单元数取N=3，则混合器的混合长度为L=1.1DN=1。1×1。2×3=3.96m515 混合时间516 水头损失517 校核G值 第二节 多通道折板絮凝池521折板反应池分为三组，每组设计水量为Q = 10万m3/d设一组由两个絮凝池组成则单池设计流量为522絮凝池所需要

16、容积及絮凝池总体积尺寸确定（1）絮凝时间T = 13min（2）絮凝池所需要净容积V= 2QT = 2×0.625×13×60 = 975m3(3）絮凝池隔墙,配水间,折板所占容积按30%计算,则絮凝池的实际体积为1。3V（4）单个絮凝池的净容积V = QT = 487.5 m3参照已设计的平流沉淀池尺寸，池宽L=12。50m，有效水深 H=3.5+H1+H2，其中的H1为絮凝池水头损失，H2为絮凝池至沉淀池水头损失，则有效水深H=3。5+0。4+0.1=4。0m,超高0。3m，泥斗高0.6m,则单个絮凝池的池宽,取B=9.75m523进水管计算(1）设一条进水管

17、，其设计流量Q=1.25m3/s=1250L/s取流速V=1.11m/s，选管径DN1200,一条进水管承担两个絮凝池524配水间的设计（1）配水间净长取5.7m,净宽取2。5m，其进入一个絮凝池的流速V=0.7m/s，则D=1。06m,相对来说取深为2m配水间尺寸V=2。5×5。7×2.0m3525分室分格计算(1）絮凝池采用多通道折板絮凝池，里面安装折板箱,为平行折板分四档,每档流速分别为V1=0。3m/s，V2=0.25m/s，V3=0.20m/s ，V4=0。15m/s(2）第一档计算第一档分为8格,每格宽1。3m则每格净长m,取长L=1.60m实际流速 安装的一个

18、折板箱里有五块折板，将折板箱分成六格，折板箱中每个折板间距,折板宽度取b=0。25m，折板夹角为90度,则折板波高h=0.25cos45°=0.18m。水头损失第一档第一格折板箱上部孔口高度上部转弯处水头损失第一档第二格折板箱下部孔口高度下部转弯处水头损失则水中折板箱的有效高度为h=4。01.3×2=1。4m安装的折板折数第一、 二档絮凝室间孔洞尺寸（洞宽取1。25m)，则洞高为 取1。7m实际流速孔洞水头损失（3）第二档计算第二档分为8格，每格宽1.3m则每格净长，取长L=2。0m实际流速 安装的一个折板箱里有五块折板,将折板箱分成六格，折板箱中每个折板间距，折板宽度取b

19、=0。25m，折板夹角为90度,则折板波高h=0。25cos45°=0。18m水头损失第二档第一格折板箱上部孔口高度上部转弯处水头损失第二档第二格折板箱下部孔口高度下部转弯处水头损失则水中折板箱的有效高度为h=4.01.3×2=1。4m安装的折板折数第二、三档絮凝室间孔洞尺寸(洞宽取1。25m），则洞高为，取2。1m实际流速孔洞水头损失(4）第三档计算第三档分为8格，每格宽1.3m则每格净长，取长L=2.5m实际流速安装的一个折板箱里有五块折板，将折板箱分成六格，折板箱中每个折板间距，折板宽度取b=0。25m，折板夹角为90度，则折板波高h=0。25cos45°=

20、0.18m水头损失第三档第一格折板箱上部孔口高度上部转弯处水头损失第三档第二格折板箱下部孔口高度下部转弯处水头损失则水中折板箱的有效高度为h=4.01.3×2=1.4m安装的折板折数第三、四档絮凝室间孔洞尺寸（洞宽取1.25m)，则洞高为，取2.6m实际流速孔洞水头损失（5）第四档计算第四档分为7格,每格宽1。6m则每格净长L= 9.75-0。25×31.6-2.02.5= 2.9m实际流速安装的一个折板箱里有六块折板，将折板箱分成七格，折板箱中每个折板间距，折板宽度取b=0.25m，折板夹角为90度，则折板波高h=0。25cos45°=0.18m水头损失第四档第

21、一格折板箱上部孔口高度上部转弯处水头损失第四档第二格折板箱下部孔口高度下部转弯处水头损失则水中折板箱的有效高度为h= 4。0-1。6×2 = 0.8m安装的折板折数（6）折板布置室 别l×b×折板块数折板折数220×250×104032220×250×1040 32220×250×104032230×250×10 4214（7） 水头损失计算第一档水头损失h1 = 8.3×4 + 13。8×3 + 2。7×32 + 12。9 = 173.9mm第二档水头损

22、失h2 = 5.3×4 + 8.8×3 + 1。8×32 + 8.8 = 114mm第三档水头损失h3 = 3。3×4 + 5.5×3 + 1。1×32 + 5。5 = 70。4mm第四档水头损失h4 = 1。5×4 + 2。6×3 + 0.5×14 = 20。8mm总水头损失h = 379.1mm(8）校核GT值水温按15°C计,=1。14×103Pa·s平均GT = 64.6×13×60 = 5.0×104满足要求526等距布孔穿孔管计算水深

23、H4.0m，穿孔管长度13m，首端末端的积泥比ms=0.5由排泥均匀度ms=0。5，查表得Kw=0.72取孔口直径=25mm，孔口面积f=0。00049m2，取孔距0.4m孔眼数目取37个孔眼总面积穿孔管断面积穿孔管管径选用DN200,则=0。045孔口阻力系数无孔输泥管局部阻力系数，输泥管管径D=250mm穿孔管末端流速 = =2。82m/s穿孔管末端流量Q=wv=0.025×2.82=0。0705m3/s孔口流速第三节 平流沉淀池531设计参数折板反应池为六个，则相应建六个平流沉淀池，单个沉淀池设计流量设计时间T=1。5h,水平流速V=15mm/s，有效水深H=3.5m，超高h=

24、3。5m532计算（1)池长L=3。6VT=3.6×15×1。5=81m（2）池子体积V=QT=0。625×1。5×3600=3375m3(3）有效宽度B=V/HL=3375/（81×3.5）=11。9m，采用机械排泥,B只能取10、12、14，则B=12m，长宽比L/B=81/12>4,满足要求（4）由于宽度较大，沿纵向设置两道隔墙，墙厚0.25m，则每一流道宽4m，沉淀池总内宽12.5m（5）校核Fr值:（6）集水槽设计设集水槽N=8个，采用900三角形集水堰集水，超载系数为1.21。5，取1。2，选槽数为8个则每只集水槽流量集水槽宽

25、，取350mm三角形集水堰流量,取h=0.05m每边三角形集水堰数目为，取60个槽长L=60×0.2=12m出水渠 ，取1100mm,渠深H=1100mm(7）采用虹吸式机械排泥，吸泥机移动速度为1.0m/min采用SXH型虹吸式吸泥机，轨距l14000mm，虹吸管用直径75mm镀锌钢管，排泥水位差2。5m第四节 v型滤池541参数的选定（1）设计滤速 V=12m/hr（2）强制滤速V=14m/hr(3)过滤周期T=48hr（4)气冲洗强度q1=60m3/m2·hr，t1=3分钟（5）水冲洗强度q2=15m3/m2·hr，t2=3分钟（6）气水反冲洗2分钟（7）表

26、面扫洗q3=5m3/m2·hr,t3=8分钟542计算（1） 滤池总面积F设计处理水量则（2）单池面积：选10个池 n=10,（3）池子尺寸每滤池用中央“H"槽隔成两个单室,单室面积查表,采用法国德力曼公司德标准池型德单元池面积，则单池尺寸为4×15.10,即为60.50m2，则滤池有效尺寸为8×15.10m2，有效面积为121.0m2，实际滤速V=11。16m/s(4）强制滤速两池冲洗时，另八个池分担全部水量（5）滤池进水总渠设计渠宽及平均水深，故取B=H=1。6m尺寸B×H=1。6×2.0m，超高为0.4m,底坡，有效水深1。6m

27、设计,校核渠底坡底I是否足够故不够，当选时，同样求得V=1.60m/s<1。46m/s故选，10个滤池同时利用该渠配水(6）滤池进水管设计中央进水管主要用于过滤时进水，其从H槽上部进水。另两个进水孔所进的水从V槽进入，过滤冲洗时皆开,其上设闸阀是备检修放空时用中央进水管在滤池冲洗时关闭a 中央进水管之管径确定单池过滤时设计进水量取管中流速V=0。8m/s，则，取D=700mm, V实=0。97 m/sb 两侧进水孔孔径的确定该两管过滤时进水不考虑，反冲洗时，其扫洗流量，取V=1.0m/s，则取D=300mm, V实=1.19 m/s（7）滤池滤后出水管及滤后水总渠a 每池每单室设一根设计

28、水量,取V=1。0m/s，则D=0.687mm取DN700, V实=0。97m/sb 10个池子分居两边，五个池共用一个总渠设计水量采用暗沟或并承压渠道B×H=1.6×1。6m2，查图表(n=0。013），满流坡度为0.0010时，V=1.35m/s，设计基本合理（8）V槽设计V槽底净宽为0。15m，倾角为450，V槽顶宽0。65m,冲洗孔25,孔上水头0。50m孔用于表洗,设计水量为则孔口总面积为其中H为孔口水压0。50m25孔，单孔面积f=4.91cm2，故每V槽设孔数取为89孔,孔间距为故表洗孔口为25170(9)H槽设计H槽用来排除反冲洗废水设计流量Q=Q表洗+Q水

29、洗=5×12115×121=2420m3/hr=0。672m3/s取H槽净宽为B=0.8m，确定底坡，先取，槽中设计水高度为0。8m,由Q=0.672m3/s，W=0.8×0.8=0。64m2，则槽中设计流速水力半径则故取基本合乎要求（10）冲洗废水排放管设计取DN800,由Q=0.672m/s得出V实=1.34m/s（11）滤池高度确定超高0。5m,V型槽顶以上水深0.35m，砂面至V型槽顶1。00m，滤层厚1。2m，承托层和滤板厚0。20m,滤底配气、配水区高度0.75m，总深H=4m(12）水反洗管道设计水冲洗强度q=15m3/m2·hr每池冲洗时

30、设计水量Q=15×121=1815m3/hr=0。504m3/s取V=1。0m/s，则D=0。801m，取D=800mm，则V实=1。00m/s反冲洗水管皆设计为DN800（13）H槽反洗进水孔确定由Q=0.504m3/s，取50孔,孔中流速5m/s则孔口总面积为H槽进水孔数为, 取n=52故每边配26孔，孔距，取孔距550，两边675(14）气反冲管道设计气冲洗强度q=60m3/m2·hr每池设计气量Q=60×121=7260m3/hr2.017m3/s流速取V=15m/s,则，取DN400mm,则V实=16.06m/s（15）H槽进气孔设计气量Q=2。017m

31、3/s，20进气孔， V=20m/s则孔口面积孔数为,取322个，每边161个孔距，取孔距为90mm进气孔为2090（16)滤池污水总渠设计宽取0.8m,设计水深0。8m，深取1。5m，底坡时污水设计流量（反冲洗时）Q=0.672m3/s则槽中设计流速水力半径则故取基本合乎要求（17）滤池滤板设计滤池单室面积60。50m2,选用0。9×1.0m2滤板64块,每块板上布置49个滤头,则每m2滤头数为54个,合乎要求长柄滤头杆长50cm,其顶滤帽有缝隙36条，每条缝长20mm ，宽0.25m，总面积1.8cm2,则滤板开孔率为，属小阻力配水系统，滤头杆内径17。5mm，每个滤池设 128

32、块滤板，共设 49×1296272个滤头。（18）气反洗设备的选用鼓风机气量为Q=60×1217260m3/hr=121m3/min=2.017m3/s风压计算：反冲洗滤料至顶水深0。5m,滤料厚1.20m孔板及承托层0.20m,配气配水区0。75m则风压为个绝对大气压空气管道损失0.135大气压，再取0.1大气压的安全气压则H=1.5个绝对大气压由Q、H来选风机:选用C1201。5风机，风量120m3/min，出口绝压1.5大气压,配用Y500-12/1180电机，选用两台，一用一备（19)水反洗设备的选用长柄滤头杆长50cm，内径17.5mm每池冲洗水量Q=121

33、15;15=1815m3/hr=504L/s水泵扬程计算：H=h1+h2+h3+h4h1排水H槽顶与反冲洗进水管之间的静水位差h1=0.5+1.2+0.2+0.75-0.8=1.85mh3-滤料层水头损失，取h3=1.20m水柱h4-富余水头，取h4=1。0mh2-配水系统水头损失,计算如下每滤头水量，滤头杆的内径D=17。5mm则滤帽缝中流速 滤杆长L=50cm,滤帽缝隙面积f=180mm2则则H=1。85+0.061+1.20+1.0=4。111m由Q、H选用12HBC2-40水泵，两台,一用一备Q为680940m3/hr H为8.05。0m配用Y225M型电机 980rpm，30kw（2

34、0)起重设备选用SDQ型手动单梁起重机,起重量5吨，起吊高度310m,跨度6m第五节 清水池551. 容积由于缺乏用水量曲线，故按经验来确定清水池的容积，取最高日用水量的15%：W有 =300000×15 = 45000m3 552 尺寸拟建两个清水池,池子有效水深取 hu = 4.5 m,超高取0.3m，覆土厚取0。5m，单池面积则为：F = 22500/4.55000m2,采用正方形清水池，清水池的边长为71m 553管道布置（1)进水管:每池设一根进水管由，取DN1400，V实1.22m/s（2）出水管：同进水管DN1400（3）溢流管:DN1400(4）放空管：由于设计的清水

35、池尺寸较大,故采用潜水泵来放空（5）通风管：取DN150，每池设14根，上配滤网（6)检修孔：每个清水池上设两个检修孔DN500554每座清水池上设四个检修孔，周围设散水及导流槽。第六节 加氯、加药561加氯（1）设计水量Q=1。08×30×104m/d13500m3/h3.75m3/s（2）加氯量：一般水源的滤前加氯量为1.02.0mg/L，滤后水或地下水加氯量为0.51.0mg/L,取滤前加氯2.0mg/L，滤后1。0mg/s（3）液氯钢瓶：按30天用量存储，另加30%左右周转瓶，钢瓶采用1000kg容量,直径800mm，长度2020mm（4）加氯机的间距约0。7m，一

36、般高于地面1.5m左右，氯库应考虑过道和检修地的面积，可按钢瓶占地面积的23倍(5）每日加氯量G1=(2.0+1.0)×10-6×1。08×30×104×103 =972kg/d=40。5kg/h30天加氯量G1=972×30=29160kg=29.16t钢瓶数量 以30天用量计，加周转率30%30天使用钢瓶 30天周转瓶数 总瓶数 ,取38瓶（6） 库面积氯瓶占地面积 S1=0。8×2.02×38=62。41m2氯库总占地面积 S2=2.5S1=153.52m2（7） 氯机选型和数量采用F×4000加氯

37、机，投加量20kg/h，采用三用一备562加矾(1）加矾间与矾库计算水量Q=1。08×30×104m3/d=13500m3/h=3。75m3/s混凝品种：PAC固体，含Al2O3约45%，袋装（Q偏大，采用PAC液体,储液池占地面机太大）（2)加矾量：最大12mg/l（以有效成分Al2O3计),一般平均8mg/l，加矾设备以最大投加量计算，制水成本以平均投加量计算（3） 制备矾液次数，以n=3次/天计,矾液投加浓度b=10%（4） 库存储量,固体以30天计,矾库应留下总面积的30%运输,通道,大型水厂药库使用面积9m2/万m3·d（5） 用计量泵投加方式（6)工艺

38、流程溶解池 提升泵 溶液池 计量泵（7)计算每日加矾量溶液池容积:n=3次/天，a=12mg/l，c=10故尺寸采用2.4×2.4×（2。3+0。4）m3溶解池容积:池顶一般高出地面约0.2m左右，容积为w1=（0.20.3）w2取w1=0.3 w2=0。3×12。95=3。89m2采用1.6×1。6×1。6,取超高0。3m（8） 矾库面积：按30天计，固体PAC共需30×8.64=259.2t每袋50kg,每平方30袋则面积为占地面积满足，所以矾库的面积为270m2（9）量泵型号，台数和安装JM系列液压隔膜式计量泵计量泵附件：背压阀

39、、安全阀、脉动阻力器、Y型过滤器、底阀过滤器第六章 二级泵房设计第一节 二级泵房设计611主要设计资料（1）最不利点选在1点，地面标高为13.8m，水厂离城区0。20km （2)管网水源入口到最不利点的水损为14。56m.消防时从管网水源入口到最不利点水损为16。40m。(3）从水厂到管网采用两条输水管输水，按远期设计，每根管的设计流量为Q2.778m3/s,采用钢筋混凝土管，V1。5m/s，则D1。48m，取DN1600,则V1。38m/s,h损0.26m H2O（4）清水池最低水位标高为1.5m，最高水位标高为6。0m,吸水井最低水位标高为1.3m(5）泵站内管道中的水头损失目估为2m，安

40、全水头2m（6） 着火点设在节点1处，所需的消防水压为10 m H2O6. 1. 2 流量的确定按最高日最高时计QS = 1。6×300000 /24= 5555。55m³/s设计扬程的估算：取局部水损为沿程的0.1倍 H损0。26×1。10。286m，取0。3m水泵扬程的计算：管网控制点的（节点1)的地面标高为13。8m，当建筑物为5层，服务水头为24m，清水池最低水位标高1。0m则水厂送水泵房所需扬程为H242216。513.8058.3mH消102216。4×1。113.8045。84m<57m故无需设消防泵初选水泵和电机:水泵共8台 (1）

41、32SA-10C Q=5040m3/h H=62m 3用1备（2）500S98b Q=2020m3/h H=59m 3用1备机组基础尺寸的确定:查水泵与电动机样本，算出机组基础平面尺寸为32SA10C 电动机Y2508/1430 L=5300mm B2285mm机组总重量w86008300500S98b 电动机Y450646 L=3750mm B1550mm机组总重量w42501722基础深度按公式H=计算得H11。74m,H21。28m吸水管、压水管的计算每台水泵都有单独的吸水管（1） Q5040m3/h，取DN1000，v=1。78vm/s，1000i=3。40m（2） Q2020m3/h

42、，取DN700，v=1.46vm/s，1000i=3.60m设采用铸铁管，压水管在泵房内部也采用铸铁管（1）取DN1000，v=1.78vm/s，1000i=3.40m（2)取DN700，v=1。46vm/s，1000i=3.60m机组与管道的布置 吸水管路和压水管路中得水头损失的计算以管线最长的一条为最不利管段，从吸水井到切换井中闸阀为计算管路（1）如图所示 32SA10C1 吸水管进口，1。0； 2，9 DN1000钢制90°弯头,1.093，7 DN1000铸铁闸阀,0。15；4 DN1000×800偏心渐缩管，0.305 DN600×1000渐放管，0。2

43、06 止回阀DN1000，1。78 自闭式水锤消除器水锤，5.510 DN1000三通，1。512 DN1600闸阀,0.1513 电磁计量计，1.014 DN1000×1600渐放管 ，0。54 则 吸水管的总水损 压水管水损 1.60m（1.05为考虑的沿程水损)总吸压的水损h=1。60+0.4475=2。0475m水泵实际扬程H242。0475216.513.8058。3475m（2）如图所示500S98b1 吸水管进口，1。0； 2，9 DN700钢制90°弯头，1.02；3，7 DN700铸铁闸阀,0.15；4 DN700×500偏心渐缩管，0。30;5

44、 DN300×500和DN500×700渐放管系数和，0.206 止回阀DN700,1.78 自闭式水锤消除器水锤，5。510 ，11 DN700三通，1。512 DN1600闸阀，0。1513 电磁计量计，1.014 DN700×1000和DN1000×1600渐放管的系数和 0。61 则 吸水管的总水损 压水管水损1。05为考虑的沿程水损总吸压的水损h=1。08+0。305=1。385m水泵实际扬程H242。034216。513.8058.334m由此看来，泵站内的水头损失较初估的值大，而32SA10C型水泵的最高扬程为62m,500S98b型水泵的

45、最高扬程为59m,仍可满足要求。613辅助设备（1） 起重设备最大起重量: 32SA-10C型水泵重8300kg最大起重高度： 8m 选用SDQ10型单梁起重机,一台(2）排水设备采用电动排除积水，沿泵房内壁设排水沟，将水汇集到集水坑内，集水坑设于泵房一角，设排水管排入厂内排水管，送水泵房的排水量一般按4080m3/h考虑，排水扬程在10m以内，于是选用3BA6型水泵（扬程：8。319。5 m，n = 2000 r/min）两台，一用一备,配JQ2612型电动机。（3）通风设备和噪音消除设备由于泵房筒体不深，决定采用自然通风，自然抽风的通风方式，在泵房上层设置排风扇。泵房顶层铺设一层棉絮,消除

46、泵房内的噪音.（4）计量设备选用SP1型时频法超声波流量计（5）防水锤设备由于泵房水泵扬程较大,为了减少水泵因突然停电或其他原因造成对水泵的危害事故，所以选用自闭式水锤消除器。614泵方高度与平面尺寸泵房高度：综合各种设备起吊方便和通风、采暖需要，初步估计为10m，其中地下3m。平面尺寸：详见送水泵房工艺图。第七章 编制工程概算第一节 直接费（含土地征用费）管道部分概算（包括原输水管、清水输水管、配水管道三部分)序号规格单位数量人工费(元/米）材料费(元/米）机械费(元/米）合计（万元）1DN150米480867115661486.0392DN200米500972117321606。4323D

47、N300米1075512.54288。973。23327.7484DN400米960816。14479。594.24480.3715DN500米754021。59248.253。18205。8756DN600米613927。93312.716.26212.537DN700米1169031.59366.117。28438。3518DN800米492033.95454.588.11244.3469DN900米370038.95551。3812。68223。11310DN1000米405050。73649.2715.72289.86612DN1200米266058。04841。0922。05245。

48、01013DN1400米71070。261164.0824.5089.37714DN1600米200057。971360。8732.70290.30815DN1800米120065。971588。0443。29203。67616DN2000米170082。402453。7051.29439.856总计3457888注：小于400管段均采用铸铁管，大于400管段均采用钢筋混凝土管。 以上指标按浮土为1m,干土取值。第二节 综合概算书初步设计阶段概算总值（万元）序号工程项目土建配管及安装设备其他费合计1取水头部181973567782387522折板絮凝池701519871636834985703

49、13平流沉淀池21251676441280793170364V型滤池41403361，80331201107035清水池663317285836156吸水井61102361019.72037送水泵房9282972，9841154522812658加矾加氯间41。816.315。363419综合楼46。852.0516.2365.1310机修间20.412。6850。8573。9411仓库9。670.249。9112车库11。111。113传达室1。01.014运输设备10.0010。0015绿化面积10.0010。0016管道2763。8117总计59028493所以 直接费为：3457.8885902.8493=9360。7173万元第三节 间接费731施工管理费施工管理费=直接费*16=1497。7179万元7. 3. 2预算成本工程预算成本=直接费*15=1404。1106万元7. 3. 3临时设施费临时设施费