料倉隔墻設計計算書原版

1、料倉隔墻設計計算書一、工程概況根據本標段混凝土使用地為樂平互通式立體交叉、龍眼園高架橋、三花路高架橋、太院高架橋、蘆泡涌大橋、衛(wèi)東高架橋及涵洞和附屬工程，為滿足混凝土質量和施工需求，結和現場實際施工情況現于西二環(huán)MK62+50位置的線路右側建立混凝土拌和站，共占地約11000m2。料倉8個約2800m2，擬設置兩座拌和樓，HZS120型，每座拌和樓每小時理論產量可達120m。按拌合站配料要求，不同粒徑、不同品種分倉存放，不得混堆或交叉堆放，分料倉應采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂漿抹面，料倉內硬化C20砼澆筑20cm。隔墻底部采用與之同寬的砼條形基礎。二、設計參數擋墻高度H=2.5m

2、，擋墻厚度B=50cm，墻身采用C25砼澆筑成。基礎采用C25澆筑成的條形基礎。C25混凝土抗壓強度設計值fc=11.9N/mm2，混凝土抗拉強度設計值ft1.27 (N/mm2)，混凝土彈性模量Ec28000 (N/mm2), 砼強度系數c1.00。初步設計：條形基礎采用500mm400mm的C25砼澆筑，即b=500mm。取擋墻鋼筋混凝土：2526KN/M3；每米擋墻荷載N=2.50.525=31.25KN/m。初步考慮條形基礎底部承載力為200KPa。即：b=500mm，h=400mm，考慮保護層ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。三、條形基礎計算1、配筋計算（1）、主筋驗算取

3、受彎鋼筋為416，得As=804mm2，N=4，16mm；As/(b*h0)=804/（500*365）=0.44%受拉鋼筋為412，得Asy=452mm2，Ny=4，y12mm；y=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=0.25%得*fy/(1*fc)=0.049b=0.55（11.00）得受壓區(qū)高度x=*h0=0.049*365=18mm2ca，滿足要求。圖1 條形基礎配筋示意圖圖1 條形基礎配筋示意圖（箍筋按照構造進行配筋，計算如下）（2）、箍筋計算如上圖1所示進行配筋，初步考慮為2道箍筋，采用10150mm進行布置。即S=150mm，N=2，10mm；得：實際配筋率sv=N

4、sv1/Sb=0.209%svmin=4*ft/fyv=0.145%，滿足最小配筋率要求。2、軟弱地基承載力驗算a、設計條件考慮基礎長度L=13000mm，基礎底面寬度B=500mm，基礎高度為h=400mm，荷載Fk=N=2.50.525=31.25KN/m，地基承載力特征值fak=200Kpa，地基承載力深度修正系數d=1.2，基礎砼容重c=25kN/m，軟弱下臥層埋置深度dz初步考慮為2.0m，基礎埋置深度為0.5m。第一層土（持力層上面）土層厚度d1=500mm，第一層土的重度1=18kN/m3，持力層土的重度2=18kN/m3，下層土（軟弱下臥層）壓縮模量Es2=4Mpa，地下水埋深

5、dw=1.5m。b、計算根據以上條件，可得下臥層頂面以上平均重度m=15.5KN/m；軟弱下臥層頂面處經深度修正后地基承載力特征值faz=200+1.2*15.5（2-0.5）=227.9kPa基礎自重Gk Gk1 + Gk2= c * Vc =c * L * B * h+1 * L * B * ( d - h)=76.7KN。Es1/Es2=1.75基礎埋深比較淺，取地基擴散角取0。pk (Fk + Gk) / A=16.61KPa；pc 1 * d1 + 2 * (d - d1)=9.00KPa；pzL*B*(pk-pc)/(B+2*z*tan)*(L+2*z*tan)=7.61KPa；p

6、cz m * dz=31kpa；pz + pcz 38.61faz=227.90 kpa，滿足要求。3、承載力計算根據上述計算：條形基礎抗彎承載力Mu=1*fc*b*h02*(1-0.5*)+fy*Asy*(h0-ca)/=79.6KN*mMu N=2.50.525=31.25KN/m，滿足隔墻自身受力要求。需要的承載力為Ny= Mu*b=39.8Kpa地基承載力N=200Kpa，滿足地基承載力要求。四、擋墻計算相關參數：查得砂堆積密度1.41.7噸/立方，碎石堆積1.41.5噸/立方。取最大堆積密度為1.7噸/立方，堆積高度為2.5m，支擋高度為1.25m，長度為1.5m，寬度為30cm，每隔3m布置一個。擋墻做法如下圖所示。圖2 擋墻構造示意圖砂石堆積方式計算方法同土壓力計算，本計算采用朗金主動土壓力來進行計算。根據擋墻的構造圖，可得在裝滿材料時的受力示意圖如下：圖3擋墻受力示意圖主動土壓力系數：根據力矩平衡方程得：每延米主動土壓力大?。篍a1=26.03KN（砂壓力）按照每3m布置一道支檔墻，換算成集中荷載進行轉換計算，帶入到力矩平衡方程中就可以得到Ea1*3*2.5*2/3=F*1.25/2可得F=208.24KN按照擋墻不滑移進行計算，可得支