人防计算书荷载一、静荷载顶板自重：（板厚500mm）25×0.5=12.5 KPa 覆土自重：（覆土厚度800mm）20×0.8=16.0 KPaq静标=12.5+16.0=28.5 Kpa 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=41.1 KPa 动力系数K=1.0顶板荷载q车标=1.0×41.1=41.1 Kpa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ΔP m=0.1Mpa，核爆当量取15万吨。
（1）压缩波峰值压力P h=[1-h(1-δ)/c1t02]ΔP m(《规范》式-----5.4.3-1)查《规范》表5.4.2-1 c0=200m/s (粉质粘土) γc=2δ=0.1 c1= c0/γc=200/2=100m/s h=0.8m查《规范》表5.4.1 t02=0.79经计算得P h=0.099MPa=99KPa（2）结构动荷载a.顶板P c1=k P h(《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h m=3.393m查《规范》表5.5.3 顶板综合反射系数K=1.04经计算得P c1= k P h=1.04×99=103 KPab.侧墙P c2=ξP c(《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P c2=ξP c =0.5×99=49.5 KPac.底板P c3=ηP c1 (《规范》式-----5.5.2-3)查《规范》P43 η=0.7经计算得P c3=ηP c1 =0.7×103=72.1 KPa（3）结构等效静荷载a.顶板q1=K d1P c1 (《规范》式-----5.10.3-1)查《规范》表5.10.6 K d1=1.18经计算得q1=K d1P c1=1.18×103=121.8 KPab.侧墙q2=K d2P c2 (《规范》式-----5.10.3-2)查《规范》表5.10.6 K d2=1.07经计算得q2=K d2P c2=1.07×39.6=42.4 KPac.底板q3=K d3P c3 (《规范》式-----5.10.3-2)查《规范》表5.10.6 K d3=1.00经计算得q3=K d3P c3=1.00×72.1=72.1 KPa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=91.75 KPa（2）战时（静荷载+战时等效静荷载）q战=γ0 (γG S GK+γQ S QK)=1.0×(1.2×28.5+1.0×121.8)=156 KPa2、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=39.7 KN/mq战= q静+ q2=39.7+42.4=82.1 KPa3、临空墙查《规范》表5.9.1 q战=300 KPa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。
f td =1.43×1.5=2.145N/mm2f cd =14.3×1.5=21.45N/mm2f yd =1.35×300=405N/mm2一、柱帽尺寸设计取h n=500mmh k=1.5h n=1.5×500=750mmc=0.3l/2=0.3×取c=1100mma≥0.35l/2=0.35×7200/2=1260mm取a=1300mm板、柱帽的有效高度h on=500-25-10=465mmh ok=750-30-10=710mm二、截面内力计算及配筋1．抗冲切验算F l≤0.65f td•U m•h01)验算顶板处冲切2)F l=Kq[l x l y-4(a x+h on)(a y+h on)]=1.1×156[7.22-4×(1.30+0.465)2]=6757.5 KNU m=4(a x+ a y+h on)=4(1300+1300+465)=12260 mm0.65f td•U m•h0=0.65×2.145×12260×465=7948.5KN＞F l=6757.5KN满足要求2）验算柱帽变截面处冲切F l=Kq[l x l y-4(X+h ok)(Y+h ok)=1.1×156.0[7.22-4×(0.85+0.710)2]=7225.3 KNU m=4(X+ Y+h ok)=4(850+850+710)=9640 mm0.65f td•U m•h0=0.65×2.145×9640×710=9542.8 KN＞F l=7214.6 KN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)=0.00808i板=I板/ l0=7.2×0.53/(12×6.33)=0.01185i墙/ i板=0.682查《人防手册》图12-6 得α=1.27 β=1.48 γ=0.37总弯距为M0=0.125ql2x l y[1-4c/(3l x)] 2=4615.1 KN·M0.8M1=-0.8×0.5 M0=-0.8×0.5×4615.1=-1846.0 KN·M0.8M2=0.8×0.2 M0=0.8×0.2×4615.1=738.4 KN·M0.8M3=-0.8×0.15M0=-0.8×0.15×4615.1=-553.8 KN·M0.8M4=0.8×0.15 M0=0.8×0.15×4615.1=553.8 KN·MM5=-0.5αM0=-0.5×1.27×4615.1=-2930.6 KN·MM6=0.22βM0=0.22×1.48×4615.1=1502.7 KN·MM7=-0.15αM0=-0.15×1.27×4615.1=-879.2 KN·MM8=0.17βM0=0.17×1.48×4615.1=1161.2 KN·MM k1=-0.5γM0=-0.5×0.37×4615.1=-853.8 KN·MM k3=-0.15γM0=-0.15×0.37×4615.1=-256.1 KN·MM′1=-0.1M◆0=-0.1×4615.1=-461.5 KN·MM′2=0.05M◆0=0.05×4615.1=230.8 KN·MM′3=-0.22M0=-0.22×4615.1=-1015.3 KN·M M′4=0.12M0=0.12×4615.1=553.8 KN·M M′6=0.38M◆6=0.38×1502.7=571.0 KN·M M′8=0.75M8=0.75×1161.2=870.9 KN·MM k9=-0.75 M k3=-0.75×256.1=-192.1 KN·M M k10=-0.38 M k◆1=-0.38×853.8=-324.4 KN·M配筋说明：1.构造配筋A s=ρmin bh=0.25%×1000×500=1250 mm2取Ф20@200 A s= 1570 mm22.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=8087.0 KN柱帽重25×2.62×0.25×1.2=50.7 KN柱自重25×3.14×0. 302×5.3×1.2=45.0 KNP=8182.7 KN二、承载力计算N≤Φ(A c f cd+A s f yd)式中Φ=1.0 A c=1/4πd2=282743 mm2f cd=14.3×1.5×0.8=17.16 N/mm2(规范5.11.6规定)f yd=405 N/mm2A s≥(8182.7×103-17.16×282743)/405=8224 mm2取17Φ25 A s =8347 mm2且A s =8347 mm2<3﹪A c=8482 mm2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=4756.3 KN柱帽重25×2.62×0.25×1.2=50.7 KN柱自重25×3.14×0. 302×5.3×1.2=45.0 KNP=4852.0 KN二、承载力计算N≤Φ(A c f c+A s f y)式中Φ=1.0 A c=1/4πd2=282743 mm2f c=14.3 N/mm2f y=300 N/mm2A s≥(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=561.6 KN/M加腋自重：(0.4+1.2)×0.3/2×25×1.2=7.2 KN/M墙体自重：0.4×4.45×25×1.2=53.4 KN/Mq竖=561.6+7.2+53.4=622.2 KN/M2．水平荷载q战= q静+ q2=39.7+42.4=82.1 Kpa二、内力计算截面尺寸(mm): 1000×400 计算长度(m): 4.45m砼强度等级: C30 f cd =14.3×1.5×0.8=17.16N/mm2纵筋级别: HRB335-Φf yd =1.35×300=405N/mm2弯矩Mx(kN.m): 81.2×4.452/12=134.00 KN·M轴力N(kN): 622.20 KN剪力V (kN): 180.67 KN三、承载力计算经计算受拉边纵筋: As=636 mm2 <ρmin bh=0.2%×1000×400=800 mm2受压边纵筋: As=800 mm2 <ρmin bh=0.2%×1000×400=800 mm2取Φ16@200 A s =1005 mm2基础计算（平时）柱下基础设计：（XJ-1）一、荷载：柱传荷载F= 4852.0 KN二、确定基底面积及配筋1．地基承载力修正根据地质报告f ak=190 KPa γ=20.2 KN/m3f a=f ak+ηbγ(b-3)+ηdγm (d-0.5)设基础宽度为b=5.0m，高度h=0.9m查表ηb=0.3 ηd=1.6f a=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)=224.0 KPa2．确定基底面积A≥F/(f-γ0 d)= 4852/(224-18.8×1.0)=23.6m2取B=5.0×5.0=25m23.抗冲切验算F l≤0.7 βhp•f t•a m•基底净反力h0=h-a s=1000-50=950mm冲切破坏锥体截面的短边长b t=600mm冲切破坏锥体截面的长边长b b=(950+300)×2=2500mm冲切破坏锥体斜截面的h0/2处周长U m=4×(600+950)=6200mmβhp=0.983F l=F- b2b q=4852-2.52×194.08=3639 KN0.7 βhp•f t•a m•h0=0.7×0.983×1.43×6200×950=5796 KN>F l=3639 KN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 =1657.3 KN·MA s=M/(0.9fy h0)=1657.3×106/(0.9×300×950)=6461 mm2采用Ф16@150 A s=6700 mm2柱下基础设计：（XJ-2）一、荷载：柱传荷载F= 4852.0 KN二、确定基底面积及配筋1．地基承载力f a=224.0 KPa2. 确定基底面积A≥F/(f-γ04852/(224-18.8×取B=4.0×6.0=24m23.抗冲切验算F l≤0.7 βhp•f t•a m•h基底净反力q=4852/24=202.2 KPa冲切破坏锥体有效高度h0=h-a s=1000-50=950mm冲切破坏锥体截面的短边长b t=600mm冲切破坏锥体截面的长边长b b=(950+300)×2=2500mm冲切破坏锥体斜截面的h0/2处周长U m=4×(600+950)=6200mm βhp=0.983F l=F- b2b q=4852-2.52×202.2=3588 KN0.7 βhp•f t•a m•h0=0.7×0.983×1.43×6200×950=5796 KN>F l=3588 KN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 =2115.3 KN·MA s1=M1/(0.9fy h0)=2115.3×106/(0.9×300×950)=8247 mm2采用Ф20@150 A s=8373 mm2M2=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 =1225.3 KN·MA s2=M2/(0.9fy h0)=1225.3×106/(0.9×300×950)=4777 mm2采用Ф14@150 A s=6158 mm2墙下基础设计：（JC-1）一、荷载及内力：顶板荷载：91.75×3.6=330.3 KN/M加腋自重：(0.4+1.2)×0.3/2×25×1.2=7.2 KN/M墙体自重：0.4×4.45×25×1.2=53.4 KN/MN=330.3+7.2+53.4=390.9KN/MM=65.5 KN·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f ak=190 KPa γ=20.2 KN/m3f a=f ak+ηbγ(b-3)+ηdγm (d-0.5) 设基础宽度为b=2.4m，高度h=0.9m查表ηb=0.3 ηd=1.6f a=190+1.6×(20×1.3+19.7×2.7+19.1×2.9)/6.9×(1.2-0.5)=212.0 KPa2. 确定基底面积b≥F/(f-γ0 d)= 390.9/(212-18.8×1.0)=2.03m3. 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=1657.3 KN·MA s=M/(0.9fy h0)=1657.3×106/(0.9×300×950)=6461 mm2采用Ф16@150 A s=6700 m。