料仓隔墙设计计算书原版

料仓隔墙设计计算书原

料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m³。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝ (N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000 (N/mm2), 砼强度系数βc＝。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=××25=m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=＜ξb=…………………（α1＝）得受压区高度x=ξ*h0=*365=18mm＜2ca，满足要求。

4@φ124@φ16图1 条形基础配筋示意图图1 条形基础配筋示意图（箍筋按照构造进行配筋，计算如下）（2）、箍筋计算如上图1所示进行配筋，初步考虑为2道箍筋，采用φ10@150mm进行布置。

料仓隔墙设计计算手册原版

精心整理料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=0.44%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=0.25%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=0.049＜ξb=0.55…………………（α1＝1.00）得受压区高度x=ξ*h0=0.049*365=18mm＜2ca，满足要求。

图1条形基础配筋示意图图1条形基础配筋示意图（箍筋按照构造进行配筋，计算如下）（2）、箍筋计算如上图1所示进行配筋，初步考虑为2道箍筋，采用φ10@150mm进行布置。

即S=150mm，N=2，φ＝10mm；得：实际配筋率ρsv=Nsv1/Sb=0.209%＞ρsvmin=4*ft/fyv=0.145%，满足最小配筋率要求。

2、软弱地基承载力验算a、设计条件考虑基础长度L=13000mm，基础底面宽度B=500mm，基础高度为h=400mm，荷载Fk=N=2.5×0.5×γ，下层b、计算pkpcpzpcz3条形基础抗弯承载力Mu=α1*fc*b*h0^2*ξ*(1-0.5*ξ)+fy*Asy*(h0-ca))/1000000=79.6KN*mMu＞N=2.5×0.5×25=31.25KN/m，满足隔墙自身受力要求。

需要的承载力为Ny=Mu*b=39.8Kpa＜地基承载力N=200Kpa，满足地基承载力要求。

四、挡墙计算相关参数：查得砂堆积密度1.4~1.7吨/立方，碎石堆积1.4~1.5吨/立方。

料仓隔墙设计计算书原版

料仓隔墙设计计算书原版Document number：PBGCG-0857-BTDO-0089-PTT1998料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m3。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝ (N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000 (N/mm2), 砼强度系数βc＝。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=××25=m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=＜ξb=…………………（α1＝）得受压区高度x=ξ*h0=*365=18mm＜2ca，满足要求。

固体料仓 (2.26)设计计算

第i段的操作质量
料仓的操作质量
料仓的最小质量
料仓的等效总质量
等效质量系数：地震计算时取
V Di θ p p0 T ψ μ q0
qw
C2 C2 C2
[σ]t φ
ReL(RP0.2) Et
[σ]t ReL(RP0.2)
Et θ
料仓计算
1500 10000 22.5 0.029 0.002
65 35 0.466307658 450 A 600 7 一 0.1 Ⅲ 1
av）*Dzi/(4*δ eia-acosθ)+maac*g/(π*ma-ac*
δeia-a*cosθ)
截面a-a处组合应力
载荷组合系数轴向组合拉应力校核钢板的厚度负偏差壁厚附加量裙座壳应力
人孔截面m-m截面应力计算公式
钢板的厚度负偏差壁厚附加量人孔截面开孔加强管长度人孔截面处水平方向的最大宽度
2
3000
1
3000
见表7
段号 10 9 8 7 6 5 4 3 2 1
4.56E+09
li(mm)
1091 3000 3000 3000 4000 4000 4000 4000 3000 3000 ∑,N.mm N.mm
0.800 0.780 0.468 0.234
Pi(N) 11736.85 32067.75 31251.12 30053.82 38103.31 34704.5 30622.69 25985.44 13872.2 7258.99
筋板的许用应力（λ＜λc）：
仓壳锥体任意截面a-a处设计压力P和垂直于其壁面的法向压力Pn产生的周向应力
σa-aθ=（P+Pa-ah）*Dzi/

隔墙计算书

计算书CALCULATION DOCUMENT工程编号：工程名称：项目名称：设计阶段：设计专业：计算内容：专业负责人：计算人：校对人：审核人：日期：________________________________________________________________________________ 3D3S 此处填写设计单位名称Name of the design company here目录1 设计依据 (1)2 计算简图、几何信息 (1)3 荷载与组合 (2)3.1 节点荷载 (3)3.2 单元荷载 (3)3.3 其它荷载 (4)3.4 荷载组合 (4)4 内力位移计算结果 (5)4.1 内力 (5)4.1.1 内力包络及统计 (5)4.2 位移 (10)5 设计验算结果 (13)5.1 设计验算结果图及统计表 (13)5.2 设计验算结果表 (17)附录 (17)1 设计依据《钢结构设计规范》（GB50017-2003）《建筑结构荷载规范》（GB50009-2012）《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）《建筑地基基础设计规范》（GB50007-2011）《钢结构焊接规范》（GB50661-2011）《钢结构高强度螺栓连接技术规程》（JGJ82-2011）2 计算简图、几何信息计算简图(圆表示支座，数字为节点号)单元编号图各单元信息如下表：注：等肢单角钢的2、3轴分别对应u、v轴3 荷载与组合结构重要性系数： 1.003.1 节点荷载3.2 单元荷载1) 工况号: 0*输入的面荷载:室内轻质隔墙轻钢龙骨水泥纤维板防火墙做法参考：12mm厚水泥纤维板+150mm系列龙骨+100mm厚岩棉（100kg/m3）+12mm厚水泥纤维板水泥板密度2000kg/m3水泥板重量=2000kg/m3*0.024m=48kg/m2岩棉100kg/m3岩棉重量=100kg/m3*0.1m=10kg/m2龙骨及其他荷载27kg/m2合计：（48+10+27）kg/m2注：85kg/m2为恒载面荷载室内隔墙风荷载较小，考虑为恒载其他荷载部分。

混凝土料仓隔墙抗倾覆验算

混凝土料仓隔墙抗倾覆验算
摘要：
一、混凝土料仓隔墙概述
1.混凝土料仓隔墙的作用
2.混凝土料仓隔墙的设计要求
二、抗倾覆验算的重要性
1.抗倾覆验算的定义
2.抗倾覆验算在混凝土料仓隔墙中的作用
三、抗倾覆验算的方法
1.计算模型
2.荷载计算
3.抗倾覆验算公式
四、验算结果分析
1.设计值的确定
2.安全系数的评估
五、结论
1.抗倾覆验算对混凝土料仓隔墙的重要性
2.提高抗倾覆能力的措施
正文：
混凝土料仓隔墙抗倾覆验算，是指对混凝土料仓隔墙在各种工况下的抗倾覆能力进行计算和验证，以确保其在实际使用过程中能够安全稳定地承受荷
载。

混凝土料仓隔墙在混凝土料仓中起到分隔物料、防止物料交叉污染、便于清理等作用，因此，对其进行抗倾覆验算具有重要意义。

抗倾覆验算主要包括计算模型、荷载计算和抗倾覆验算公式三个部分。

计算模型是将混凝土料仓隔墙简化成特定的几何形状，如矩形、三角形等。

荷载计算是指根据实际工况，计算出作用在混凝土料仓隔墙上的各种荷载，如自重、侧压力、风荷载等。

抗倾覆验算公式是将计算模型和荷载计算结果代入一定的公式中，计算出混凝土料仓隔墙的抗倾覆能力。

在抗倾覆验算结果分析中，首先需要确定设计值，即混凝土料仓隔墙在正常使用条件下的抗倾覆能力。

然后，通过比较设计值和实际值，评估安全系数，以确保混凝土料仓隔墙在实际使用过程中的安全稳定。

总之，混凝土料仓隔墙抗倾覆验算是一项非常重要的工作，它能够确保混凝土料仓隔墙在实际使用过程中安全稳定地承受荷载，为我国混凝土料仓行业提供有力保障。

粮仓模板(扣件式)计算书_

板模板（扣件式）计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－20113、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性模板设计平面图模板设计剖面图(模板支架纵向)模板设计剖面图(模板支架横向)四、面板验算W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4承载能力极限状态q1＝0.9×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2.5] ×1=6.511kN/mq1静=0.9×[γG(G1k +(G2k+G3k)×h)×b] =0.9×[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.12)×1]=3.361kN/mq1活=0.9×(γQ Q1k)×b=0.9×(1.4×2.5)×1=3.15kN/mq2＝0.9×1.2×G1k×b＝0.9×1.2×0.1×1=0.108kN/mp＝0.9×1.4×Q1k＝0.9×1.4×2.5＝3.15kN正常使用极限状态q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.12))×1＝3.112kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×3.361×0.252+0.117×3.15×0.252＝0.044kN·m M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.108×0.252+0.213×3.15×0.25，0.1×0.108×0.252+0.175×3.15×0.25]＝0.168kN·mM max＝max[M1，M2]＝max[0.044，0.168]＝0.168kN·mσ＝M max/W＝0.168×106/37500＝4.487N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×3.112×2504/(100×10000×281250)=0.029mm ν＝0.029mm≤[ν]＝L/250＝250/250＝1mm满足要求！五、小梁验算11k2k3k1k1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2.5]×0.25=1.682kN/m因此，q1静＝0.9×1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=0.9×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.12)×0.25=0.894kN/mq1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×2.5×0.25＝0.787kN/mq2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.3×0.25＝0.081kN/mp＝0.9×1.4×Q1k＝0.9×1.4×2.5＝3.15kN计算简图如下：1、强度验算M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×0.894×1.22+0.125×0.787×1.22＝0.303kN·m M2＝max[0.07q2L2+0.203pL，0.125q2L2+0.188pL]＝max[0.07×0.081×1.22+0.203×3.15×1.2，0.125×0.081×1.22+0.188×3.15×1.2]＝0.776kN·mM 3＝max[q 1L 12/2，q 2L 12/2+pL 1]=max[1.682×0.22/2，0.081×0.22/2+3.15×0.2]＝0.632kN·mM max ＝max[M 1，M 2，M 3]＝max[0.303，0.776，0.632]＝0.776kN·m σ=M max /W=0.776×106/64000=12.117N/mm 2≤[f]=15.444N/mm 2 满足要求！ 2、抗剪验算V 1＝0.625q 1静L+0.625q 1活L ＝0.625×0.894×1.2+0.625×0.787×1.2＝1.261kN V 2＝0.625q 2L+0.688p ＝0.625×0.081×1.2+0.688×3.15＝2.228kN V 3＝max[q 1L 1，q 2L 1+p]＝max[1.682×0.2，0.081×0.2+3.15]＝3.166kN V max ＝max[V 1，V 2，V 3]＝max[1.261，2.228，3.166]＝3.166kNτmax =3V max /(2bh 0)=3×3.166×1000/(2×60×80)＝0.989N/mm 2≤[τ]=1.782N/mm 2 满足要求！ 3、挠度验算q ＝(γG (G 1k +(G 2k +G 3k )×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.12))×0.25＝0.828kN/m 挠度,跨中νmax ＝0.521qL 4/(100EI)=0.521×0.828×12004/(100×9350×256×104)＝0.374mm ≤[ν]＝L/250＝1200/250＝4.8mm ；悬臂端νmax ＝ql 14/(8EI)=0.828×2004/(8×9350×256×104)＝0.007mm ≤[ν]＝2×l 1/250＝2×200/250＝1.6mm 满足要求！六、主梁验算主梁类型钢管主梁截面类型(mm)Φ48×3.5 主梁计算截面类型(mm) Ф48×3 主梁抗弯强度设计值[f](N/mm 2) 205 主梁抗剪强度设计值[τ](N/mm 2) 125 主梁截面抵抗矩W(cm 3) 4.49 主梁弹性模量E(N/mm 2) 206000 主梁截面惯性矩I(cm 4) 10.78 主梁计算方式三等跨连续梁可调托座内主梁根数2主梁受力不均匀系数0.61、小梁最大支座反力计算q1＝0.9×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×1.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×1.5]×0.25＝1.421kN/mq1静＝0.9×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝0.9×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)×0.25＝0.948kN/mq1活＝0.9×1.4×Q1k×b＝0.9×1.4×1.5×0.25＝0.472kN/mq2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.12))×0.25＝0.878kN/m 承载能力极限状态按二等跨连续梁，R max＝1.25q1L＝1.25×1.421×1.2＝2.131kN按悬臂梁，R1＝1.421×0.2＝0.284kN主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6R＝max[R max，R1]×0.6＝1.279kN;正常使用极限状态按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×0.878×1.2＝1.317kN按悬臂梁，R'1＝q2l1=0.878×0.2＝0.176kNR'＝max[R'max，R'1]×0.6＝0.79kN;计算简图如下：主梁计算简图一2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m)σ=M max/W=0.697×106/4490=155.219N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)τmax=2V max/A=2×3.299×1000/424＝15.562N/mm2≤[τ]=125N/mm2 满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)跨中νmax =1.499mm ≤[ν]=1200/250=4.8mm 悬挑段νmax ＝0.625mm ≤[ν]=2×200/250=1.6mm 满足要求！ 5、支座反力计算承载能力极限状态图一支座反力依次为R 1=4.375kN ，R 2=6.497kN ，R 3=6.497kN ，R 4=4.375kN七、可调托座验算满足要求！八、立柱验算剪刀撑设置普通型立柱顶部步距h d (mm) 900 立柱伸出顶层水平杆中心线至支撑点的长度a(mm)200顶部立柱计算长度系数μ11.386非顶部立柱计算长度系数μ2 1.755 钢管截面类型(mm) Φ48×3.5 钢管计算截面类型(mm) Ф48×3 钢材等级Q235 立柱截面面积A(mm 2) 424 立柱截面回转半径i(mm) 15.9 立柱截面抵抗矩W(cm 3)4.49抗压强度设计值[f](N/mm 2)205顶部立柱段：l01=kμ1(h d+2a)=1×1.386×(900+2×200)=1802mm非顶部立柱段：l0=kμ2h =1×1.755×1500=2632mmλ=max[l01，l0]/i=2632.5/15.9=165.566≤[λ]=210满足要求！2、立柱稳定性验算根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011，荷载设计值q1有所不同：小梁验算q1＝1×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.9×1]×0.25 = 1.369kN/m同上四～六步计算过程，可得：R1＝4.214kN，R2＝6.258kN，R3＝6.258kN，R4＝4.214kN顶部立柱段：l01=kμ1(h d+2a)=1.217×1.386×(900+2×200)=2192.791mmλ1=l01/i=2192.791/15.9=137.911查表得，φ＝0.362不考虑风荷载:N1 =Max[R1，R2，R3，R4]/0.6=Max[4.214，6.258，6.258，4.214]/0.6=10.43kN f＝N1/(ΦA)＝10430/(0.362×424)＝67.953N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！考虑风荷载:M w＝1×γQφcωk×l a×h2/10＝1×1.4×0.9×0.2×1.2×1.52/10＝0.068kN·mN1w=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+M w/l b=Max[4.214,6.258,6.258,4.214]/0.6+0.068/1.2=10.486kN f＝N1w/(φA)+ M w/W＝10486/(0.362×424)+0.068×106/4490＝83.463N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！非顶部立柱段：l0=kμ2h =1.217×1.755×1500=3203.753mmλ=l0/i=3203.753/15.9=201.494查表得，φ1=0.179不考虑风荷载:N=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×γG×q×H=Max[4.214,6.258,6.258,4.214]/0.6+1×1.2×0.15×10. 4=12.302kNf=N/(φ1A)＝12.302×103/(0.179×424)=162.09N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！考虑风荷载:M w＝1×γQφcωk×l a×h2/10＝1×1.4×0.9×0.2×1.2×1.52/10＝0.068kN·mN w=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×γG×q×H+M w/l b=Max[4.214,6.258,6.258,4.214]/0.6+1×1.2×0. 15×10.4+0.068/1.2=12.358kNf=N w/(φ1A)+M w/W＝12.358×103/(0.179×424)+0.068×106/4490=177.973N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011 第6.9.7：支架高宽比不应大于3H/B=10.4/6=1.733≤3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！十、立柱地基基础验算f ak 140kPa满足要求！。

料仓隔墙设计计算书原版

料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m³。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=11.9N/mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝1.27 (N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000 (N/mm2), 砼强度系数βc＝1.00。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=2.5×0.5×25=31.25KN/m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=0.44%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=0.25%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=0.049＜ξb=0.55…………………（α1＝1.00）得受压区高度x=ξ*h0=0.049*365=18mm＜2ca，满足要求。

料仓围墙及隔墙

砖墙砌好后，双面用水泥砂浆粉刷，顶部用水泥砂浆找平。粉刷和顶部找平前，事先用水将墙面淋湿。兼做外墙和围护墙的，外侧压石灰膏，然后和围墙同时涂刷外墙涂料。
具体结构尺寸和做法详见料仓隔墙布置图。
二、安全交底内容
1、上班必须戴安全帽，不准穿拖鞋及易滑鞋；严禁上班前及上班时喝酒；
2、各专业工种必须持证上岗，严禁无证操作；
料仓砌筑时，砖墙的水平灰缝厚度和竖向灰缝宽度控制在10㎜，但不小于8㎜，也不大于12㎜㎜。水平灰缝的砂浆饱满度不应低于85%，按建筑施工规范搭接和错缝。
墙与构造柱及转角处，沿墙高每500㎜设置2φ6拉结筋，每边伸入墙内不少于600㎜。
砖墙的转角处和交接处应同时砌起，对不能同时砌而必须留槎时，应砌成斜槎，斜槎长度不应小于高度的2／3。如留置斜槎有空难时，除转角外，也可留直槎，但必须砌成阳槎，并加设2φ6拉结筋。
3、夜间施工必须有足够的照明；
4、所有参加施工的作业人员必须进行岗前安全培训教育及考核，未通过考核者不准上岗。
5、施工现场设置醒目的安全标语和安全警示标志；
6、施工用电不得乱接乱用，防止电缆碰破漏电，并应由专业电工作业，严格按有关规定安装线路及设备，用电设备都要安装接地线，不合格的电料器材严禁使用。
交底人
复核
接收人
技术安全交底记录
签发：年月日
工程名称
混凝土拌和站
交底位
工程部位
料仓围墙及隔墙
接收单位
一、技术交底内容
隔墙采用M7.5混合砂浆砌MU10普通标准粘土砖。靠外侧兼做围墙，高度3.0m,内分隔及围护墙高3.0m,墙厚0.5m,隔墙长度为60m,每仓宽度24m，用于砂石待检仓、合格仓;隔墙长度54m的有三个仓，分别24m、30m、30m，用于砂石备料仓。沿墙每5.5m设一截面500mm×500mm的钢筋混凝土构造柱，纵墙构造柱顶预埋带爪钢板，用以和钢棚柱连接。

料仓隔墙设计计算手册原版

料仓隔墙设计计算手册原版文件编码（GHTU-UITID-GGBKT-POIU-WUUI-8968）料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m3。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=11.9N/mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝1.27(N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000(N/mm2),砼强度系数βc＝1.00。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=2.5×0.5×25=31.25KN/m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=0.44%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=0.25%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=0.049＜ξb=0.55…………………（α1＝1.00）得受压区高度x=ξ*h0=0.049*365=18mm＜2ca，满足要求。

料仓隔墙设计计算书原版

料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m³。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=11.9N/mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝1.27 (N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000 (N/mm2), 砼强度系数βc＝1.00。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=2.5×0.5×25=31.25KN/m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=0.44%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=0.25%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=0.049＜ξb=0.55…………………（α1＝1.00）得受压区高度x=ξ*h0=0.049*365=18mm＜2ca，满足要求。

成品仓计算书

钢仓仓壁计算书一基本参数(一) 水力半径6 1.5 m 44n d ρ===，石灰粉容重312 kN/m γ=，35ϕ=︒，摩擦系数4.0=μ(对钢板)，11 1.83 1.56n n h d ==>，为深仓，侧压力系数2235tan (45)tan (45)0.27122k ϕ︒=︒-=︒-=。

(二) 仓及石灰粉重量计算仓内体积：2222231112211ππ(R )π311π(330.30.3) 4.8361.22m 33V R h R h =++=⨯⨯+⨯+⨯+⨯=仓壁体积：()()=-+-=22221122212π31πh R R h R R V()()()22222231π 3.008311π 3.008 3.0080.3080.308330.30.3 4.8 2.06m 3⎡⎤⨯-⨯+⨯+⨯+-+⨯+⨯=⎣⎦石灰粉重量：112361.224334.64kN G V γ==⨯=粉煤灰仓重量：278.5 2.06161.71kN G V γ==⨯=仓故总重量为G =4334.64+161.71=4496.35 kN二仓壁部分受力计算(一) 受力计算1 计算深度S 处，石灰粉作用于仓壁单位面积上的水平压力标准值按下式计算：/0.40.27111/1.512 1.5(1e )(1e )0.4kS hk P μργρμ--⨯⨯⨯=-=⨯-212 1.50.547125.695 kN/m 0.4⨯=⨯= 2 计算深度S 处，石灰粉作用于仓壁单位水平面上的竖向压力标准值按下式计算： /0.40.27111/1.5212 1.5(1e )(1e )94.82kN/m 0.40.271kS vk P k μργρμ--⨯⨯⨯=-=⨯-=⨯ 3 计算深度S 处，石灰粉作用于仓壁单位周长上的总摩擦力标准值按下式计算： () 1.5(121194.82)55.77kN/m fk vk q S P ργ=-=⨯⨯-=(二) 结构设计1 深仓仓壁按承载能力极限状态设计时，考虑下列组合：(1) 作用于仓壁单位面积上的水平压力的基本组合(设计值)：21.3 1.3 2.026.69569.41k N /m h h h k P C P ==⨯⨯= (2) 作用于仓壁单位周长的竖向压力的基本组合(设计值)：① 无风荷载参与组合时：∑++=Q ik i fk f gk v q q C q q ψ4.13.12.1其中， 21π394.826.53k N /m 2π3gk q ⨯⨯+==⨯⨯ 55.77 k N /m fk q = 24.0π3 6 kN/m 2π3Qik q ⨯⨯==⨯⨯ 故 1.2 6.53 1.3 1.155.77 1.4 1.0695.99kN/m v q =⨯+⨯⨯+⨯⨯=② 有风荷载参与组合时：()1.2 1.3 1.40.6v gk f gk Wk Qik q q c q q q =++⨯+∑故 1.2 6.53 1.3 1.155.77 1.40.6(63)95.15kN/m v q =⨯+⨯⨯+⨯⨯+=2 焊接钢板筒仓不设加劲肋时，仓壁可按一下规定进行强度计算：(1) 在水平压力作用下，按轴心受拉构件进行计算：3222t 69.41626.0310 kN/m 26.03N/mm 215 N/mm 220.008h n P d f t σ⨯===⨯=<=⨯ (2) 在竖向压力作用下，按轴心受压构件进行计算： 3222c 95.9911.99910 kN/m 12.0N/mm 215 N/mm 0.008v q f t σ===⨯=<= (3) 在水平压力及竖向压力共同作用下，按下式进行折算应力计算： ()()222222zs t c t c 26.031226.031233.67N/mm 215 N/mm f σσσσσ=+-=+--⨯-=<=3 钢板筒仓在竖向轴压力作用下，仓壁应按下述方法进行稳定计算：(1) 无风荷载参与组合时， 2c 12/N mm σ=无风REt k p cr c =≤σσ 其中， 3388p 1100110080.0972π2π3000t k R ⨯⎛⎫⎛⎫=== ⎪ ⎪⎝⎭⎝⎭，故 32cr p 2061080.09753.29 N/mm 3000Et k R σ⨯⨯==⨯=(2) 有风荷载参与组合时，风荷载计算应力如下：a. 211s 1010 m 1.17 1.020.6 kN/m z gz h w μμβ=====，，，，222s 1020 m 1.63 1.0 2.00.6 kN/m z gz h w μμβ=====，，，，故21110 2.0 1.0 1.380.6 1.656 kN/m k gz s z w w βμμ=⨯⨯⨯＝＝222202.0 1.0 1.630.6 1.956k N /m k g z s z w w βμμ=⨯⨯⨯＝＝ 211 1.656 1.956 1.806kN/m 22k k k w w w ++=== 作用于仓中心的水平风力 1.806612130.03kN k F w D H =⋅⋅=⨯⨯= 风作用于仓底的弯矩12130.03780.2 kN m 22H M F =⋅=⨯=⋅ b. 仓的抗弯截面模量计算如下：基本参数：外径D =6.016 m ，厚度t =0.008 mm ，内径d =6.0 m ，6.0000.9976.016d D α===抗弯截面模量为 343430.1(1)0.1 6.016(10.997)0.26 m W D α=-=⨯⨯-=c. 风荷载产生的应力为22780.23000.76 kN /m 3.00 N /mm 0.26M W σ===风＝d. 22c cr c 12315N/mm 53.29 N/mm σσσσ=+=+=<=风无风故风荷载作用下稳定性满足要求。

料仓结构计算书

-6.000
11.567
119
32.347
-6.000
11.771
120
33.347
-6.000
11.951
121
34.347
-6.000
12.109
122
35.347
-6.000
12.243
123
38.347
-6.000
12.510
124
39.347
-6.000
12.555
125
37.347
-6.000
12.444
126
36.347
-6.000
12.354
127
41.347
-6.000
12.577
128
42.347
-6.000
12.555
129
40.347
-6.000
12.577
130
43.347
-6.000
12.510
131
44.347
-6.000
12.444
132
45.347
-6.000
12.354
-6.000
13.020
51
41.847
-6.000
13.009
52
42.847
-6.000
12.976
53
43.847
-6.000
12.921
54
44.847
-6.000
12.844
55
45.847
-6.000
12.744
56
46.847
-6.000
12.622
57
47.847

料仓隔墙设计计算书原版

料仓隔墙设计计算书一、工程概况根据本标段混凝土使用地为乐平互通式立体交叉、龙眼园高架桥、三花路高架桥、太院高架桥、芦泡涌大桥、卫东高架桥及涵洞和附属工程，为满足混凝土质量和施工需求，结和现场实际施工情况现于西二环MK62+50位置的线路右侧建立混凝土拌和站，共占地约11000m2。

料仓8个约2800m2，拟设置两座拌和楼，HZS120型，每座拌和楼每小时理论产量可达120m3。

按拌合站配料要求，不同粒径、不同品种分仓存放，不得混堆或交叉堆放，分料仓应采用50cm砼砌筑，2.5m高,采用水泥砂浆抹面，料仓内硬化C20砼浇筑20cm。

隔墙底部采用与之同宽的砼条形基础。

二、设计参数挡墙高度H=2.5m，挡墙厚度B=50cm，墙身采用C25砼浇筑成。

基础采用C25浇筑成的条形基础。

C25混凝土抗压强度设计值fc=mm2，混凝土抗拉强度设计值ft＝ (N/mm2)，混凝土弹性模量Ec＝28000 (N/mm2), 砼强度系数βc＝。

初步设计：条形基础采用500mm×400mm的C25砼浇筑，即b=500mm。

取挡墙钢筋混凝土：25~26KN/M3；每米挡墙荷载N=××25=m。

初步考虑条形基础底部承载力为200KPa。

即：b=500mm，h=400mm，考虑保护层ca=35mm，得h0=h-ca=365mm。

三、条形基础计算1、配筋计算（1）、主筋验算取受弯钢筋为4@φ16，得As=804mm2，N=4，φ＝16mm；ρ＝As/(b*h0)=804/（500*365）=%受拉钢筋为4@φ12，得Asy=452mm2，Ny=4，φy＝12mm；ρy=Asy/(b*h0)=452/（500*365）=%得ξ＝ρ*fy/(α1*fc)=＜ξb=…………………（α1＝）得受压区高度x=ξ*h0=*365=18mm＜2ca，满足要求。

4@φ124@φ16图1 条形基础配筋示意图图1 条形基础配筋示意图（箍筋按照构造进行配筋，计算如下）（2）、箍筋计算如上图1所示进行配筋，初步考虑为2道箍筋，采用φ10@150mm 进行布置。

料仓计算书

第三届湖北省“结构设计大赛”设计方案设计人：张学强、侯金穗、徐立一、料仓装料部分： <一>形状尺寸1、形状：采用直圆筒状主装料仓，如图所示：2、图中圆筒部分高h1，圆台状部分高h2，其中 h1、 h2由以下过程计算体积：kg mm kg V 6010410039≥⨯⨯-mm 70021≤+h h mm 2002≤h()V h h ≥⨯⨯⨯+++⨯⨯22212460200602004200ππ3、考虑到料仓稳定性，结构体重心较低，圆台倾斜角较小，结合上述计算，最优方案为：mm h 4972= mm h 1181≥4、又考虑到料仓内部加固的箍竹片会占据一定体积，所以使上部略大于计算理论值，最终确定料仓尺寸为：mm h 5501= mm h 1202= <二>加固方法1、圆筒部采用内部竖直方向装配竹片，外部横向加环形竹箍固定的方式。

2、圆台部分采用圆筒部分向内部弯折延续，并且在折点内侧环箍加固及下部外侧环箍加固的方式。

3、为使下部形成圆台状，应将竹片加工成向下部逐渐变窄的尖竹片。

4、弯折处细部结构如图所示：5、安装有环箍部位竹片受力如图所示：<三>竹片加工规格及数据计算1、由于圆筒部分向上部受力越来越小，并且由竹片箍紧，所以主要承力部分为圆台状部分，下面就圆台状部分荷载及稳定性作具体计算分析。

2、圆筒及圆台部分共由N根竹片组成，圆筒部分每根竹片宽度为D，圆台下端宽度为d由几何关系有：mm 200⨯=πNDmm 60d ⨯=πN3、考虑竖直方向荷载，忽略料仓内壁对物料的摩擦力，每根竹片平均分摊荷载1p ，弯折区域总荷载P1满足以下关系：11p P N =⨯ 并且P1在竹片上呈梯形状分布，如图所示：4、忽略物料颗粒之间的摩擦力，圆台底部承受荷载为P2，每根竹片承受竖直向下的集中荷载p2，则满足以下关系：22p P N =⨯5、由几何关系有：kg 6020060221⨯=Pkg 6021=+P P6、P1大小呈梯形分布，在计算端点力矩时可将其看作直接作用于中点，由折点静力（力矩）平衡条件得：0mm 200-mm 35mm 7012=⨯⨯⎪⎭⎫⎝⎛+⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛F N P N P则水平距离中心x 处的弯矩为：Fx p x p x xx M ⨯-⨯+⨯⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛-=720270007212021xm 10720x 114.5-54x 49000x 546-14000x 54612016-32⋅⨯⎪⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯+⨯⨯=N N可得mm 29x =时弯矩值最大，此时m 426.01max ⋅⨯=N NM 此处的最大正应力为: ZW M maxmax =σ62λ∇=Z W其中： λ为竹片厚度d 2970d+⨯-=∇D 又由： a 60maxMP ≤σ 得： ≥λ0.34mm所以选用0.35mm 厚的竹片，而考虑到在弯矩最大处的安全性，所以在此处外侧额外加一环箍（图中为受力f 处）用以保护结构。

拌合站水泥仓计算书

拌合站水泥仓稳定计算一、设计资料1、根据厂家提供数据可知：（1）每个水泥仓自重150t+=；（2）水泥仓单个轴向力值为2200kN;（3）结构适用于风荷载为1kPa 。

二、计算公式1 .地基承载力P/A=σ≤0σP — 水泥仓单腿重量 kNA — 水泥仓单腿有效面积mm2σ— 基础受到的压应力 MPa0σ— 混凝土容许的应力 MPa采用C25混凝土浇筑地基基础，25C σ=25MPa 。

2．风荷载强度W=0321W K K KW 0— 基本风压值 Pa206.11v W =按11级飓风平均风速 s m v /30=来计算K 1、K 2、K 3—风荷载系数，查表分别取、、3．基础抗倾覆计算K c =M 1/ M 2=P1×1/2×基础宽/ P2×受风面×20≥，即满足要求 M 1— 抵抗弯距 kN •mM 2— 抵抗弯距 kN •mP1—水泥仓与基础自重 kNP2—风荷载 kN三、结构验算1、基础承载力计算根据上面的计算公式，已知静荷载P=1582kN ，计算面积A=×106mm 2。

当满载时为最不利荷载：MPa A P129.01025.1215826=⨯==地基σ2、风荷载强度计算风荷载强度计算：0321W K K K W ⋅⋅⋅=其中基本风压：Pa v W 5.5626.1306.1220===风载体形系数：K 1=风压高度变化系数：K 2=地形、地理变化系数，按一般平坦空旷地区取K 3=W=×××=<1MPa3、储蓄罐支腿处混凝土承压性根据力学计算公式，已知的水泥仓，单腿受力P=，承压面积为335mm ×335mm 。

P/A=（335mm ×335mm ）= MPa ≤25MPa满足受压要求。

4、基础抗倾覆计算Kc =M1/ M2=P1×1/2×基础宽/ P2×受风面×20=1582××××20/1000) =>满足抗倾覆要求。

料仓计算

3
mm mm mm
a：组合截面的惯性轴位置，按下式计算 a=(0.5B T+δ 4Ls1(B+0.5δ 4)+δ 1Ls(B+δ 4+0.5δ 1))/(BT+δ 4Ls1+δ 1Ls) a1=a-0.5B a2=B+0.5δ 4-a a3=B+δ 4+0.5δ 1-a Ds=Do+2(δ 4+B-a) 3、支座处作用于刚性环上的力公式：F=Ftb/h 式中：b：固定螺栓至筒壁的距离 h：支座刚性环间的距离 4、计算刚性环组合截面上的内力、应力 4.1、支座处 4.1.1、内力距公式：Mr=-0.5FRs(1/ξ -ctgξ ) 式中：Rs=Ds/2 ξ ：支座间夹角的一半，对四支座时为π /4 4.1.2、周向力公式：Tr=0.5Fctgξ 4.1.3、应力公式：σ =ABS(Mr)a/I+Tr/A 式中：A：组合截面的面积，按下式计算 A=BT+δ 4Ls1+δ 1Ls 4.2、两支座中间处 4.2.1、内力距公式：Mr=0.5FRs(1/sinξ -1/ξ ) 4.1.2、周向力公式：Tr=0.5F(1/sinξ ) 4.2.3、应力公式：σ =ABS(Mr)a/I+Tr/A 5、应力评定评定条件：σ ＜[σ ]t 结论合格
k1：基本振型参与系数，按式（14-13）计算：
mHale Waihona Puke mm mm mm5000 21000 32000 22000
N Kg mm
14200.8422 0.5 16872.4662 14960 0.26878188 0.3 0.23 0.63840539
2、垂直地震力当设防烈度为8度或9度区应考虑上下两个方向垂直地震力的作用。 3、地震弯矩公式：MI-IE1=∑Fk1(hk-h) 式中：h：任意计算截面到底截面的距离 4、当料仓高度大于20m时，还须考虑高振型的影响，按下式计算 MI-IE=1.25MI-IE1 (五)、风载荷设备安装在室内，无需考虑风载荷 (六)、偏心弯矩料仓为轴对称结构，偏心载荷为0，无需考虑偏心弯矩 (七)、最大弯矩不考虑分弯矩，偏心弯矩为0，最大弯矩即为地震弯矩公式：Mmax=M

水泥厂水泥粉料仓计算书(9页)

1：仓段计算1.1：直段：（一）受力分析（标准值）直段高H=8.7m 直径D=6m H/D=8.7/6=1.45 接近1.5 ，且D>4m，可按深仓理论计算。

仓顶荷载：袋式除尘器：424kg,其它等共600kg～kg/m仓顶自重1211kg～65kg/m。

壁板：δ=4 31.4kg/m2δ=5 39.25kg/m2u：贮料与摩擦系数，k：侧压力系数k=tg(450-φ/2)s：仓顶到计算截面距离p：水力半径Cn：水平压力修正系数Cv：垂直压力修正系数。

r：贮料密度.1.6t/m3=15.68KN/m3(二、) 壁板厚度及横劲1、区段A：高度（0～.1.25m）a、壁板厚度：P环=18.12KN/m P压=18.12KN/m取δ=4mmσ切=[(18.12/9.8)x100]/(0.4x100)=46.2kg/cm2σ法σ总=b、横劲r2）径向力：Nφ=(1.5x3.037)/(2sin9o）=14.56 KN/m环向力：Nθ=1.5x3.037xcos9o ctg9o=28.41 KN/m环向拉力：T=14.56x3xcos9o=43.14 KN=4.4T取[10 A=12.74Cm2λ=4402/12.74=345kg/ cm22、区段：Ca、壁板厚度：P环=92.43KN/m P压=3.73+37.74=41.47KN/m取δ=5mmσ切=[(92.43/9.8)x100]/(0.5x100)=188.7kg/cm2σ法=[(41.47/9.8)x100]/(0.5x100)=84.63kg/cm2σ总=207kg/cm2<1700 kg/cm2b、横劲环向力P环=80.67KN/m N环=100.84KN/m取[10 A=12.74Cm2λ=(100.84x1000)/(9.8x12.74)=807kg/ cm23、区段：Da、壁板厚度：P环=103.5KN/m P压=4.29+49.36=53.65KN/m取δ=6mmσ切=[(103.5/9.8)x100]/(0.6x100)=176kg/cm2σ法=[(53.65/9.8)x100]/(0.6x100)=91.24kg/cm2σ总=198kg/cm2<1700 kg/cm2b、横劲环向力P环=92.43KN/m N环=113.22KN/m取[14 A=18.51Cm2 λ=(113.22x1000)/(9.8x18.51)=624.15kg/ cm21.2、锥段：法向拉力：P N=ξP V ξ=cos2α+ksin2α=0.5 k=0.3333 α=60o 环向拉力：N P=P N ctgαl=38.838 l斜拉力：Nmin=(l ctgαl/2){P V+[ r(sinα)/(3 l2) ] (l3- l13 )}吊挂设备引起的斜拉力忽略+34.8x152+2x48.1x402=579698 cm4W=7246 cm3λ跨中=(36.27x100000)/7246=500kg/ cm2 2;排架2．1：荷载1、贮料：350t自重：21.682t附属物重：1.5t2、风载：W=ΒZ U s U z W o=51kg/m2W O基本风压35kg/m2(北京地区十年一遇最大风力)U s<0.7U z=1.14βZ =1.83自振周期T=0.56+0.4x10-3(h2/D)h=19.75mD=6mT=0.586s>0.25s所以考虑风振系数βZ =1+[(ξυφZ)/ U z ]=1+[(1.88x0.755x0.665)/ 1.14 ]=1.83 风载作用点：S=6x8.7x(8.7/2+4.81)+(6+0.4)x(4.841/20x(4.841x2/3)=480+50=530A=6x8.7=6.4x4.841/2=67.69Z=7.8m风载P=51xA=51x67.69=3452kg2．2；内力：1、立柱：N1=(350+21682+1.5)/4=93.3t用L80x8 A=12.3 cm2λ=2675/1.57=217 kg/ cm2<250 kg/ cm2②N压=1.726t λ=424.3/2.44=174>150φ=0.932 λ=1726/(0.232x12.3)=605 kg/ cm23、连接件：①斜撑螺栓：M20 精制螺栓抗剪承载力4.241t/个3x4.241t=12.723t②立站：M36 地脚螺栓抗剪承载力8.99t/个4x8.99t=35.96t。

拌合站水泥仓计算书

拌合站水泥仓计算书-CAL-FENGHAI.-(YICAI)-Company One1拌合站水泥仓稳定计算一、设计资料1、根据厂家提供数据可知：（1）每个水泥仓自重150t+=；（2）水泥仓单个轴向力值为2200kN;（3）结构适用于风荷载为1kPa 。

二、计算公式1 .地基承载力P/A=σ≤0σP — 水泥仓单腿重量 kNA — 水泥仓单腿有效面积mm2σ— 基础受到的压应力 MPa0σ— 混凝土容许的应力 MPa采用C25混凝土浇筑地基基础，25C σ=25MPa 。

2．风荷载强度W=0321W K K KW 0— 基本风压值 Pa 206.11v W =按11级飓风平均风速 s m v /30=来计算K 1、K 2、K 3—风荷载系数，查表分别取、、3．基础抗倾覆计算K c =M 1/ M 2=P1×1/2×基础宽/ P2×受风面×20≥，即满足要求 M 1— 抵抗弯距 kN •mM 2— 抵抗弯距 kN •mP1—水泥仓与基础自重 kNP2—风荷载 kN三、结构验算1、基础承载力计算根据上面的计算公式，已知静荷载P=1582kN ，计算面积A=×106mm 2。

当满载时为最不利荷载：MPa A P 129.01025.1215826=⨯==地基σ 2、风荷载强度计算风荷载强度计算：0321W K K K W ⋅⋅⋅=其中基本风压： Pa v W 5.5626.1306.1220=== 风载体形系数：K 1=风压高度变化系数：K 2=地形、地理变化系数，按一般平坦空旷地区取K 3=W=×××=<1MPa3、储蓄罐支腿处混凝土承压性根据力学计算公式，已知的水泥仓，单腿受力P=，承压面积为335mm ×335mm 。

P/A=（335mm ×335mm ）= MPa ≤25MPa满足受压要求。