人防计算.docx

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人防计算

人防计算书

荷载

一、静荷载

顶板自重：

（板厚500mm）25×0.5=12.5KPa

覆土自重：

（覆土厚度800mm）20×0.8=16.0KPa

q静标=12.5+16.0=28.5Kpa

侧墙土压力：

二、活荷载

1、平时荷载取20T汽车查《简明设计手册》

均布压力P=41.1KPa动力系数K=1.0

顶板荷载q车标=1.0×41.1=41.1Kpa

侧墙荷载

2、战时荷载（冲击波荷载）

本工程为五级人防工程，地面超压峰值取ΔPm=0.1Mpa，核爆当量取15万吨。

（1）压缩波峰值压力

Ph=[1-h（1-δ）/c1t02]ΔPm（《规范》式-----5.4.3-1）

查《规范》表5.4.2-1c0=200m/s（粉质粘土）γc=2

δ=0.1c1=c0/γc=200/2=100m/sh=0.8m

查《规范》表5.4.1t02=0.79

经计算得Ph=0.099MPa=99KPa

（2）结构动荷载

a.顶板Pc1=kPh（《规范》式-----5.5.2-1）

查《规范》表5.10.4顶板允许延性比[β]=3.0

查《规范》表5.5.4结构不利覆土厚度hm=3.393m

查《规范》表5.5.3顶板综合反射系数K=1.04

经计算得Pc1=kPh=1.04×99=103KPa

b.侧墙Pc2=ξPc（《规范》式-----5.5.2-2）

查《规范》表5.5.2侧压系数ξ=0.5（可塑粘性土）

经计算得Pc2=ξPc=0.5×99=49.5KPa

c.底板Pc3=ηPc1（《规范》式-----5.5.2-3）

查《规范》P43η=0.7

经计算得Pc3=ηPc1=0.7×103=72.1KPa

（3）结构等效静荷载

a.顶板q1=Kd1Pc1（《规范》式-----5.10.3-1）

查《规范》表5.10.6Kd1=1.18

经计算得q1=Kd1Pc1=1.18×103=121.8KPa

b.侧墙q2=Kd2Pc2（《规范》式-----5.10.3-2）

查《规范》表5.10.6Kd2=1.07

经计算得q2=Kd2Pc2=1.07×39.6=42.4KPa

c.底板q3=Kd3Pc3（《规范》式-----5.10.3-2）

查《规范》表5.10.6Kd3=1.00

经计算得q3=Kd3Pc3=1.00×72.1=72.1KPa

三、荷载组合

1、顶板

（1）平时（静荷载+汽车荷载）

q平=q静+q车=1.2×28.5+1.4×41.1=91.75KPa

（2）战时（静荷载+战时等效静荷载）

q战=γ0（γGSGK+γQSQK）=1.0×（1.2×28.5+1.0×121.8）=156KPa

2、侧墙

（1）平时

汽车荷载产生的土压力远小于战时荷载，故省略计算。

（2）战时（静荷载+战时等效静荷载）

等效均布静荷载（土压力）

q静=1.2×（69.5×3.472×0.98+43.9×1.392×3.06）×12/4.454=39.7KN/m

q战=q静+q2=39.7+42.4=82.1KPa

3、临空墙

查《规范》表5.9.1q战=300KPa

顶板计算（战时）

本工程采用板柱体系，顶板厚度取h=500mm，柱距为7.2m×7.2m，圆柱

直径为D=600mm，材料选用C30混凝土，HRB335-Ф级钢。

ftd=1.43×1.5=2.145N/mm2

fcd=14.3×1.5=21.45N/mm2

fyd=1.35×300=405N/mm2

一、柱帽尺寸设计

取hn=500mm

hk=1.5hn

=1.5×500=750mm

c=0.3l/2=0.3×7200/2=1080mm

取c=1100mm

a≥0.35l/2=0.35×7200/2=1260mm

取a=1300mm

板、柱帽的有效高度

hon=500-25-10=465mm

hok=750-30-10=710mm

二、截面内力计算及配筋

1．抗冲切验算

Fl≤0.65ftd•Um•h0

1）验算顶板处冲切

2）Fl=Kq[lxly-4（ax+hon）（ay+hon）]

=1.1×156[7.22-4×（1.30+0.465）2]

=6757.5KN

Um=4（ax+ay+hon）

=4（1300+1300+465）

=12260mm

0.65ftd•Um•h0=0.65×2.145×12260×465=7948.5KN＞Fl=6757.5KN

满足要求

2）验算柱帽变截面处冲切

Fl=Kq[lxly-4（X+hok）（Y+hok）

=1.1×156.0[7.22-4×（0.85+0.710）2]

=7225.3KN

Um=4（X+Y+hok）

=4（850+850+710）

=9640mm

0.65ftd•Um•h0=0.65×2.145×9640×710=9542.8KN＞Fl=7214.6KN

满足要求

2.抗弯计算

设墙厚b=400mm，墙高H=4750mm，顶板厚h=500mm，l0=l-2c/3=6.33m。

i墙=I墙/H=7.2×0.43/（12×4.75）=0.00808

i板=I板/l0=7.2×0.53/（12×6.33）=0.01185

i墙/i板=0.682

查《人防手册》图12-6得α=1.27β=1.48γ=0.37

总弯距为M0=0.125ql2xly[1-4c/（3lx）]2

=4615.1KN·M

0.8M1=-0.8×0.5M0=-0.8×0.5×4615.1=-1846.0KN·M

0.8M2=0.8×0.2M0=0.8×0.2×4615.1=738.4KN·M

0.8M3=-0.8×0.15M0=-0.8×0.15×4615.1=-553.8KN·M

0.8M4=0.8×0.15M0=0.8×0.15×4615.1=553.8KN·M

M5=-0.5αM0=-0.5×1.27×4615.1=-2930.6KN·M

M6=0.22βM0=0.22×1.48×4615.1=1502.7KN·M

M7=-0.15αM0=-0.15×1.27×4615.1=-879.2KN·M

M8=0.17βM0=0.17×1.48×4615.1=1161.2KN·M

Mk1=-0.5γM0=-0.5×0.37×4615.1=-853.8KN·M

Mk3=-0.15γM0=-0.15×0.37×4615.1=-256.1KN·M

M′1=-0.1M◆0=-0.1×4615.1=-461.5KN·M

M′2=0.05M◆0=0.05×4615.1=230.8KN·M

M′3=-0.22M0=-0.22×4615.1=-1015.3KN·M

M′4=0.12M0=0.12×4615.1=553.8KN·M

M′6=0.38M◆6=0.38×1502.7=571.0KN·M

M′8=0.75M8=0.75×1161.2=870.9KN·M

Mk9=-0.75Mk3=-0.75×256.1=-192.1KN·M

Mk10=-0.38Mk◆1=-0.38×853.8=-324.4KN·M

位

置

M

（KN·M）

ho

（mm）

αs=

M/Bh20fcd

ξ

AS=

ξBh0fcd/fyd（mm2）

配筋

配筋率

M1

-1846.0

710

0.047

0.049

1827.7

Ф20@200+Ф16@400

M5

-2930.6

0.075

0.078

2946.4

Ф20@200+Ф20@200

M2

738.4

465

0.044

0.045

1114.3

Ф20@200

M3

-553.8

0.033

0.034

830.9

Ф20@200

M4

553.8

0.033

0.034

830.9

Ф20@200

M6

1502.7

0.090

0.094

2326.3

Ф20@200+Ф16@200

M7

-879.2

0.053

0.054

1332.9

Ф20@200

M8

1161.2

0.070

0.072

1773.2

Ф20@200+Ф16@400

Mk1

-853.8

0.051

0.053

1293.3

Ф20@200

Mk3

-256.1

0.015

0.015

380.7

Ф20@200

M＇1

-461.5◆

0.055

0.057

1403.8

Ф20@200

M＇2

230.8◆

0.028

0.028

690.5

Ф20@200

M＇3

-1015.3

0.061

0.063

1546.1

Ф20@200

M＇4

553.8

0.033

0.034

830.9

Ф20@200

M＇6

571.0◆

0.068

0.071

1746.4

Ф20@200+Ф16@400

M＇8

870.9

0.052

0.054

1319.9

Ф20@200

Mk9

-192.1

0.012

0.012

285.0

Ф20@200

Mk10

-324.4◆

0.039

0.040

976.3

Ф20@200

配筋说明：

1.构造配筋

As=ρminbh=0.25%×1000×500=1250mm2取Ф20@200As=1570mm2

2.带“◆”者B=1.8M，其余B=3.6M。

表中计算结果为每米配筋量。

3.考虑穹顶效应的影响，中间区格的计算弯距M1~M4均乘以系数0.8。

柱计算（战时）

一、荷载

顶板156.0×7.22=8087.0KN

柱帽重25×2.62×0.25×1.2=50.7KN

柱自重25×3.14×0.302×5.3×1.2=45.0KN

P=8182.7KN

二、承载力计算

N≤Φ（Acfcd+Asfyd）

式中Φ=1.0Ac=1/4πd2=282743mm2

fcd=14.3×1.5×0.8=17.16N/mm2（规范5.11.6规定）

fyd=405N/mm2

As≥（8182.7×103-17.16×282743）/405=8224mm2

取17Φ25As=8347mm2

且As=8347mm2<3﹪Ac=8482mm2

柱箍筋采用Ф8@200，加密区为Ф8@100。

柱计算（平时）

一、荷载

顶板91.75×7.22=4756.3KN

柱帽重25×2.62×0.25×1.2=50.7KN

柱自重25×3.14×0.302×5.3×1.2=45.0KN

P=4852.0KN

二、承载力计算

N≤Φ（Acfc+Asfy）

式中Φ=1.0Ac=1/4πd2=282743mm2

fc=14.3N/mm2fy=300N/mm2

As≥（4852.0×103-14.3×282743）/300=2659.9

故柱按战时配筋

墙体计算（战时）

一、荷载

1．竖向荷载

顶板荷载：

156×3.6=561.6KN/M

加腋自重：

（0.4+1.2）×0.3/2×25×1.2=7.2KN/M

墙体自重：

0.4×4.45×25×1.2=53.4KN/M

q竖=561.6+7.2+53.4=622.2KN/M

2．水平荷载

q战=q静+q2=39.7+42.4=82.1Kpa

二、内力计算

截面尺寸（mm）:

1000×400计算长度（m）:

4.45m

砼强度等级:

C30fcd=14.3×1.5×0.8=17.16N/mm2

纵筋级别:

HRB335-Φfyd=1.35×300=405N/mm2

弯矩Mx（kN.m）:

81.2×4.452/12=134.00KN·M

轴力N（kN）:

622.20KN

剪力V（kN）:

180.67KN

三、承载力计算

经计算

受拉边纵筋:

As=636mm2<ρminbh=0.2%×1000×400=800mm2

受压边纵筋:

As=800mm2<ρminbh=0.2%×1000×400=800mm2

取Φ16@200As=1005mm2

基础计算（平时）

柱下基础设计：

（XJ-1）

一、荷载：

柱传荷载F=4852.0KN

二、确定基底面积及配筋

1．地基承载力修正

根据地质报告fak=190KPaγ=20.2KN/m3

fa=fak+ηbγ（b-3）+ηdγm（d-0.5）

设基础宽度为b=5.0m，高度h=0.9m

查表ηb=0.3ηd=1.6

fa=190+0.3×20.2×（5-3）+1.6×（20×1.3+19.7×2.7+19.1×2.9）/6.9×（1.2-0.5）=224.0KPa

2．确定基底面积

A≥F/（f-γ0d）=4852/（224-18.8×1.0）=23.6m2

取B=5.0×5.0=25m2

3.抗冲切验算

Fl≤0.7βhp•ft•am•h0

基底净反力

q=4852/25=194.08KPa

冲切破坏锥体有效高度

h0=h-as=1000-50=950mm

冲切破坏锥体截面的短边长bt=600mm

冲切破坏锥体截面的长边长bb=（950+300）×2=2500mm

冲切破坏锥体斜截面的h0/2处周长Um=4×（600+950）=6200mm

βhp=0.983

Fl=F-b2bq=4852-2.52×194.08=3639KN

0.7βhp•ft•am•h0=0.7×0.983×1.43×6200×950=5796KN>Fl=3639KN

满足要求

4.配筋计算

M=1/24（b-b’）2（2l+b’）（F-G）/A

=1/24×（5.0-0.6）2（2×5.0+0.6）×（4852+18.8×1.0-18.8×1.0×1.35）/25

=1657.3KN·M

As=M/（0.9fyh0）=1657.3×106/（0.9×300×950）=6461mm2

采用Ф16@150As=6700mm2

柱下基础设计：

（XJ-2）

一、荷载：

柱传荷载F=4852.0KN

二、确定基底面积及配筋

1．地基承载力

fa=224.0KPa

2.确定基底面积

A≥F/（f-γ0d）=4852/（224-18.8×1.0）=23.6m2取B=4.0×6.0=24m2

3.抗冲切验算

Fl≤0.7βhp•ft•am•h0

基底净反力

q=4852/24=202.2KPa

冲切破坏锥体有效高度

h0=h-as=1000-50=950mm

冲切破坏锥体截面的短边长bt=600mm

冲切破坏锥体截面的长边长bb=（950+300）×2=2500mm

冲切破坏锥体斜截面的h0/2处周长Um=4×（600+950）=6200mm

βhp=0.983

Fl=F-b2bq=4852-2.52×202.2=3588KN

0.7βhp•ft•am•h0=0.7×0.983×1.43×6200×950=5796KN>Fl=3588KN

满足要求

4.配筋计算

M1=1/24（b-b’）2（2l+a’）（F-G）/A

=1/24×（6.0-0.6）2（2×4.0+0.6）×（4852+18.8×1.0-18.8×1.0×1.35）/24

=2115.3KN·M

As1=M1/（0.9fyh0）=2115.3×106/（0.9×300×950）=8247mm2

采用Ф20@150As=8373mm2

M2=1/24（l-a’）2（2b+b’）（F-G）/A

=1/24×（4.0-0.6）2（2×6.0+0.6）×（4852+18.8×1.0-18.8×1.0×1.35）/24

=1225.3KN·M

As2=M2/（0.9fyh0）=1225.3×106/（0.9×300×950）=4777mm2

采用Ф14@150As=6158mm2

墙下基础设计：

（JC-1）

一、荷载及内力：

顶板荷载：

91.75×3.6=330.3KN/M

加腋自重：

（0.4+1.2）×0.3/2×25×1.2=7.2KN/M

墙体自重：

0.4×4.45×25×1.2=53.4KN/M

N=330.3+7.2+53.4=390.9KN/M

M=65.5KN·M

二、确定基底面积及配筋

1.地基承载力修正

根据地质报告fak=190KPaγ=20.2KN/m3

fa=fak+ηbγ（b-3）+ηdγm（d-0.5）设基础宽度为b=2.4m，高度h=0.9m

查表ηb=0.3ηd=1.6

fa=190+1.6×（20×1.3+19.7×2.7+19.1×2.9）/6.9×（1.2-0.5）=212.0KPa

2.确定基底面积

b≥F/（f-γ0d）=390.9/（212-18.8×1.0）=2.03m

3.配筋计算

M=1/24（b-a’）2（2l+b’）（p-G）/A

=1/24×（5.0-0.6）2（2×5.0+0.6）×（4852+18.8×1.0-18.8×1.0×1.35）/25

=1657.3KN·M

As=M/（0.9fyh0）=1657.3×106/（0.9×300×950）=6461mm2

采用Ф16@150As=6700m