(整理)地下二层人防手算计算书

一、设计依据

1. 甲方提供的设计委托书及批准的设计方案

2. 建材太原地质工程勘察院提供的本工程《岩土工程勘察报告》(详细勘察)(编号：2010勘察18号) 3. 建材太原地质工程勘察院提供的本工程《岩土工程勘察报告》(详细勘察)(编号：2011勘察20号) 4. 《建筑工程抗震设防分类标准》(GB 50223 - 2008) 5. 《工程结构可靠性设计统一标准》(GB 50153 - 2008)

6. 《人民防空地下室设计规范》 (GB 50038-2005) 以下简称《地下室规范》 7. 《混凝土结构设计规范》(GB 50010-2002) 8. 《建筑结构荷载规范（2006年版）》(GB 50009-2001) 9. 《砌体结构设计规范》(GB 50003-2001) 10. 《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010） 11. 《建筑地基基础设计规范》(GB50007-2002) 12. 《地下工程防水技术规范》(GB50108-2008) 13. 本工程设计引用的主要图集：

《混凝土结构施工图平面整体表示方法制图规则和构造详图》(03G101-1)修正版、 《防空地下室设计荷载及结构构造》(07FG01)等。 14. 其它有关现行国家规范、规程、标准等。

二、工程概况

（一）工程类别及结构型式

本工程为单建掘开式工程，地下二层。地下室平时为商业，局部战时为人防物资库和二等人员掩蔽部工程。工程防核武器的抗力级别为6级，防常规武器的抗力级别为6级，防化级别为丁级。工程主体采用现浇钢筋混凝土板柱结构体系，口部通道及风道采用钢筋混凝土封闭框架结构。

基础型式为筏板基础，为抗浮设置抗拔桩(Φ700混凝土灌注桩)。

（二）场地工程地质情况和水文地质条件

根据《岩土工程勘察报告》，基础持力层为3层粉土层，地基承载力特征值fak=120kPa。场地类别为III类，属建筑抗震不利地段。场地相对稳定，适宜本工程建设。

该地区抗震设防烈度为8度(第一组)，设计基本地震加速度值为0.20g。

拟建场地地基土存在轻微-中等地震液化现象。不均匀地基，非湿陷性场地，可不考虑软弱土的震陷影响。标准冻土深度0.8m。

根据岩土工程勘察报告，场地地下水抗浮设防水位接近地表。本工程设计、施工中应考虑地下水的影

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响。地下水对混凝土结构具微腐蚀性，对混凝土中的钢筋具弱腐蚀性。场地土对混凝土结构和混凝土中的钢筋具微腐蚀性。

（三）结构设计标准

防核武器 抗力级别 6级 地基基础设计等级 丙级 标准冻深 0.8m 防常规武器 抗力级别 6级 抗拔桩基设计等级 丙级 混凝土结构环境类别 室内正常环境：一类； 其余：二b类 防化级别 物资库：丁级， 人员掩蔽部：丙级 防水等级 一级 设计合理使用年限 50年 耐火等级 一级 结构安全等级 二级 未经技术鉴定或设计许可，不得改变结构的用途和使用环境。

（四） 抗震设防参数

抗震设防类别 丙类 抗震等级 三级

抗震设防烈度 8度 场地类别 III类 设计基本地震 加速度值 0.20g 场地土类型 中软场地土 设计地震分组 第一组 （五）材料选用

构 件 名 称 混凝土垫层 顶、底板、柱基础、水库池壁 外墙 框架柱 内墙 构造柱(GZ)、过梁 室内设备基础 -------------

混凝土强度等级 C15 C30 C30 C40 C30 C20 C20 抗渗等级 — P8 P8 — — — — -------------

受力主筋采用HRB400级钢筋，箍筋、拉结筋均采用HPB235级、HRB400级钢筋， 钢板、型钢采用Q235B钢。

地下室内填充墙为陶粒混凝土空心砌块墙 MU5.0，砌块专用砂浆Mb5.0。其余均为轻质隔墙。

（六）结构截面尺寸

顶板厚： 0.60m，楼板厚：0.4mm，底板厚：0.6m，外墙厚：0.50m

内墙厚： 0.30m,0.35m, 临空墙0.30m,0.35m，柱800X800，700X700, 600X600。

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三、结构荷载计算

（一）顶板

覆土重（厚2.5～3.2m, 按3.2m计算，考虑路面作法）：3.220kN/m2 顶板自重：0.602515kN/m2， 设备及装修荷载（风管及抹灰）：1.0kN/m2

取消防车等效均布载q12.0kN/m2(按2.5m覆土厚)，考虑该道路为城市干道，计算取15 kN/m 人防区战时等效静载：qe170.0kN/m2

则：平时荷载组合q11.35.0151.01.40.715.0123kN/m2，

战时荷载组合q11.2.0151.01.070.0166kN/m2，取q1170.0kN/m2

2

（二）楼板

建筑垫层重：0.1202.0kN/m2 顶板自重： 0.42510kN/m2， 设备及装修荷载（风管及抹灰）：1.0kN/m2 战时不拆迁的固定荷载：4.0kN/m2 平时活荷载：4.0kN/m2

战时等效静载(同防护单元隔墙等效静载)：qe150.0kN/m2(战时等效静载由核爆荷载控制） 则：平时荷载设计值q11.352.0101.01.40.74.022kN/m2取q125.0kN/m2

战时荷载设计值q11.22.0105.01.050.070.4kN/m2，取q172.0kN/m2

（三）外墙

东区工程地下水抗浮设防水位标高781.35m，接近地表，按地表计算水位。 西区工程地下水抗浮设防水位标高779.00m，接近地表，按地表计算水位。

顶板处侧向水、土压力：qh0K0112.80.5102.843.4kN/m2 取q45.0kN/m2 楼板处侧向水、土压力: q45114.90.54.910121kN/m2 取q123.0kN/m2 底板处侧向水、土压力: q123115.50.55.510208kN/m2 取q210kN/m2

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地面超载引起的侧压力： qp0.5105.0kNm2 平时荷载设计值：

顶板处侧向水、土压力：q11.35451.40.75.066kN/m2

楼板处侧向水、土压力: q11.351231.40.75.0171.1kN/m2取q172.0kN/m2 底板处侧向水、土压力: q11.352101.40.75.02kN/m2取q290.0kN/m2 战时荷载设计值：

根据地质报告，外墙土按饱和土计算。

根据《地下室规范》4.8.3条和《全国民用建筑工程设计技术措施》——《防空地下室》(2009年版)表3.3.2-2，作用在外墙上的核爆等效静载标准值：qe250kN/m2。

根据《地下室规范》第4.7.3条，作用在外墙上的常规武器等效静载标准值qe225kNm2。 可知外墙等效静载由核爆荷载控制。 作用在地下室外墙上的荷载设计值：

顶板处侧向水、土压力：q31.2451.050104kN/m2取q105.0kN/m2 楼板处侧向水、土压力: q31.21211.050195.2kN/m2取q196.0kN/m2 底板处侧向水、土压力: q31.22081.050300kN/m2 取q300.0kN/m2

（四）底板

地下柱、墙、柱帽托板自重：

0.7X0.7X10.5X25+3.0X3.0X(0.25+0.2)X25=129+101=230 kN 折算为面荷载：230/=3.6 kN/m2 ， 考虑墙体自重，取20kN/m2.

底板水浮力标准值：10X(2.8+4.9+5.5+0.6)=138 kN/m2

按无桩基整体式筏板基础取值，人防区底板战时等效静载：qe150.0kN/m2 (战时等效静载由核爆荷载控制） 则：平时荷载组合1：

q11.358013201.40.7(15.044)176kN/m2，取180 kN/m.

2

平时荷载组合2: (水浮力作用)

q11.31380.625165kN/m2

则平时荷载组合底板反力为180 kN/m2. 相应地： -------------

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战时荷载组合1：

q11.280.017201.050.0191kN/m2.

战时荷载组合2：

q11.21380.6251.050.0201kN/m2

经比较可知，战时动荷载由核爆荷载控制，常规武器荷载不起控制作用。

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四、结构抗浮及地基承载力验算

（一）抗浮计算

根据《岩土工程勘察报告》，本场地抗浮设计水位接近地表，水头按13.8m计算， 顶板上覆土重：2.62052kN/m2 顶板自重：0.62515kN/m2 楼板自重：0.42510kN/m2

底板自重：底板厚600，反托板750，4X4m，

底板折算厚度为[0.6X(8X8-4X2X2)+4X2X2X1.35]/=0.7875m 则底板自重0.782519.5kN/m2

底板上建筑面层重：180.35.4kN/m2 墙体及柱重： 10kN/m2 合计： N111.9kN/m2

浮力Fh1013.8138kN/m2

N（二）抗拔桩700计算

(1) 为抗浮设置抗拔桩，Φ700混凝土灌注桩。

根据《建筑桩基技术规范》(JGJ 94-2008)第5.4.5， 5.4.6条， 非整体破坏NkTuk/2Gg，整体破坏 NkTgk/2Ggp， 非整体破坏Tukiqsikuili，整体破坏 Tgk1uiiqsikli n基底标高即桩顶标高为767.7，桩长19m计,桩端持力层为○5层中砂层。 桩周长：u=3.1416X0.7=2.199m

根据岩土勘察报告提供的灌注桩桩周土参数和剖面127-127’计算：

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------------- 土层 qsik i ZK300 li ZK304 li 2.43 ZK309 li 5.49 3层粉土 ○4 1层中砂 ○4层粉土 ○5层中砂 ○

25 0.75 3.7 55 0.6 3.7 3.9 1.8 40 0.75 2.9 4.0 3.6 70 0.6 8.7 8.67 8.11 则 Tukiqsikuili

ZK300 Tuk2.199(0.75253.70.6553.70.75402.90.6708.7)1415kN ZK304 Tuk2.199(0.75252.430.6553.90.75404.00.6708.67)1447kN ZK309 Tuk2.199(0.75255.490.6551.80.75403.60.6708.1)1342kN 三个孔Tuk平均值为1401.5 kN。

Gg3.140.35219(2510)109.7kN

NkTuk/2Gg=1400/2+109.7=809.7 kN

地下室面积11512m2, 抗拔桩根数26.1X11512/809.7=371 根，桩按均布设置。

(如果桩仅布置于柱下板带，按暗梁板结构计算，梁上线载720kN/m, 暗梁600高，配筋过大，不合适。 因此采用平板筏板基础，且均匀布桩，即板心布桩，实际布桩393根) 按群桩整体破坏计算显然满足要求。因此抗拔桩由非整体破坏计算控制。 (2) 抗拔桩裂缝计算

C35混凝土，二b类环境，钢筋混凝土桩，裂缝限值0.2mm。 桩主筋2020(HRB335级)，经计算，裂缝满足要求。 (2) 抗拔桩抗拉计算

实际桩数393根，则 由5.8.7条，NfyAs N=11512X(1.2X138-111.9)/393=1573 kN

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fyAs=300X20X314=1884 kN > N

桩正截面受拉承载力满足要求。(满足图集10SG813中直径700的 G型要求) (3) 抗拔桩竖向抗压计算

根据《建筑桩基技术规范》(JGJ 94-2008)第5.3.5条，

QukuqsikilqpkAp=2.199X1021+1500X0.384=2821 kN

则Ra=2821/2=1410 kN

由于采用筏板基础，抗拔桩不承受上部竖向荷载作用，可不考虑桩对筏板的冲切作用, 适当采取加强措施：桩顶底板处设置反托板局部加厚，设置抗冲切弯起钢筋等。 (4) 桩对底板抗冲切验算（平时荷载）

按抗拔桩的抗压竖向极限承载力2821 kN为冲切力, 进行底板抗冲切计算. 此为最保守的计算工况。 A 桩对承台底板冲切：

'设置桩顶承台，承台厚厚h1500mm，则h0600500501050mm，

0.71.05则um2ah2.405m

2''02h1,s2,s40

10.41.2s0.4h1.2401.051，20.5s00.54.8 24um42.405min1,21.0，

按配置弯起钢筋计算，弯起钢筋双向各4根25： 0.35ftumh00.3514301.02.4051.0512kN

0.8fyAsbusin0.83607840sin451597kN

1215972860kNFl，满足抗冲切要求。

B 承台对底板冲切：

'h060050550mm，

0.70.5520.6则um2ah4.52m

2''02按配置弯起钢筋计算，弯起钢筋双向各4根25： 0.35ftumh00.3514301.04.520.551244kN

0.8fyAsbusin0.83607840sin451597kN

124415972841kNFl，满足抗冲切要求。

则无柱底的桩顶承台如下： -------------

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（三）地基承载力验算

平时荷载组合底板反力(包括基础底板和建筑垫层自重)

pk1.358013200.3200.6251.40.7(15.0444)208kN/m2，取210 kN/m.

2

地基承载力特征值fak=200kPa，修正后的地基承载力特征值fa

fa1200.31131.511(13.80.5)349kN/m2 > pk

超补偿地基，地基承载力显然满足要求。

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五、板抗冲切计算

（一）顶板抗冲切验算（平时荷载）

板块lxly8.0m8.0m，q123kN/m2 1、托板边缘处

板厚h600mm，as55mm，h0600555mm， 取a1500mm，满足2a21.53.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0421.50.514.18m

采用C30混凝土，ft1430kNm2

Flqlxlyq2a2h123.08.08.0123.03.020.65702kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.51,20.5s00.50.884 24um414.18min1,20.884

0.7hftumh00.71.014300.88414.180.56838kNFl，满足抗冲切要求。

2.柱帽转折点

'60025055795mm， 取托板厚h1250mm，则h0'41.60.7959.58m 取a'0.8m，则um42a'h0采用C30混凝土，ft1430kNm2

Flqlxlyq2a'2h'123.08.08.0123.01.620.7956620kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.7951，20.5s00.51.33 24um49.58min1,21.0

0.7hftumh00.71.014301.09.580.7957624kNFl，满足抗冲切要求。

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（二）顶板抗冲切验算（战时荷载）

根据《规范》D.2.3条：q1.1170187kN/m2，板块lxly8.0m8.0m 1、托板边缘处

板厚h600mm，as55mm，h0600555mm， 取a1500mm，满足2a21.53.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0421.50.514.18m

采用C30混凝土，ftd1.514302145kNm2

Flqlxlyq2a2h187.08.08.0187.03.020.68669kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.51,20.5s00.50.884 24um414.18min1,20.884

0.7hftdumh00.71.021450.88414.180.510258kNFl，满足抗冲切要求。

2.柱帽转折点

'60025055795mm， 取托板厚h1250mm，则h0'41.60.7959.58m 取a'0.8m，则um42a'h0采用C30混凝土，ftd1.514302145kNm2

Flqlxlyq2a'2h'187.08.08.0187.01.620.79510065kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.7951，20.5s00.51.33 24um49.58min1,21.0

0.7hftdumh00.71.021451.09.580.79511436NFl，满足抗冲切要求。

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（三）楼板抗冲切验算（平时荷载）

板块lxly8.0m8.0m,q25kN/m2 1、托板边缘处

板厚h400mm，as55mm，h040055345mm。

取a1500mm，满足2a21.53.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0421.50.34513.38m

采用C30混凝土，ft1430kNm2

Flqlxlyq2a2h25.08.08.025.03.020.41239kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.3451,20.5s00.50.758 24um413.38min1,20.758

0.7hftumh00.71.014300.75813.380.3453503kNFl，满足抗冲切要求。

2.柱帽转折点

'40015055495mm， 取托板厚h1150mm，则h0'41.60.4958.38m 取a'0.8m，则um42a'h0采用C30混凝土，ft1430kNm2

Flqlxlyq2a'2h'25.08.08.025.01.620.4951432kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.4951，20.5s00.51.028 24um48.38min1,21.0

0.7hftumh00.71.014301.08.380.4954152kNFl，满足抗冲切要求。

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（四）楼板抗冲切验算（战时荷载）

根据《规范》D.2.3条：q1.17280kN/m2，板块lxly8.0m8.0m 1、托板边缘处

板厚h400mm，as55mm，h040055345mm。

取a1500mm，满足2a21.53.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0421.50.34513.38m

采用C30混凝土，ftd1.514302145kNm2

Flqlxlyq2a2h80.08.08.080.03.020.43965kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.3451,20.5s00.50.758 24um413.38min1,20.758

0.7hftdumh00.71.021450.75813.380.3455253kNFl，满足抗冲切要求。

2.柱帽转折点

'40015055495mm， 取托板厚h1150mm，则h0'41.60.4958.38m 取a'0.8m，则um42a'h0采用C30混凝土，ftd1.514302145kNm2

Flqlxlyq2a'2h'80.08.08.080.01.620.4954583kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.4951，20.5s00.51.028 24um48.38min1,21.0

0.7hftdumh00.71.021451.08.380.4956228kNFl，满足抗冲切要求。

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（五）底板抗冲切验算（平时荷载）

板块lxly8.0m8.0m，q180kN/m2 1、托板边缘处

板厚h600mm，as55mm，h0600555mm，

取aB/22000mm，满足2a22.04.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0422.00.420.521.38m

采用C30混凝土，ft1430kNm2

Flqlxlyq2a2h1808.08.01804.020.606653kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.51,20.5s00.50.755 24um421.38min1,20.755

0.7hftumh00.71.014300.75521.380.58806kNFl，满足抗冲切要求。

2、柱边

为减小底板埋深，底板采用反柱帽型式。反柱帽底宽B=0.5X8.0=4.0m。无斜托。

'600750551295mm， 取托板厚h1750mm，则h0'40.71.2957.98m 则um42a'h0Flqlxlyq2a'2h'180.08.08.0180.00.721.2959571kN

22s2,s40

10.41.2s0.4h1.2401.2951，20.5s00.52.1 24um47.98min1,21.0，h0.94

0.7hftumh00.70.9414301.07.981.2959723kNFl，满足抗冲切要求。

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（六）底板抗冲切验算（战时荷载）

根据《规范》D.2.3条：q1.1201221kN/m2，板块lxly8.0m8.0m 1、托板边缘处

板厚h600mm，as55mm，h0600555mm，

取aB/22000mm，满足2a22.04.0m0.35l0.358.02.8m

um42ah0422.00.420.521.38m

采用C30混凝土，ft1.514302145kNm2

Flqlxlyq2a2h2218.08.02214.020.608168kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2400.51,20.5s00.50.755 24um421.38min1,20.755

0.7hftumh00.71.021450.75521.380.513209kNFl，满足抗冲切要求。

2、柱边

'600750551295mm， 托板厚h1750mm，则h0'40.71.2957.98m 则um42a'h0Flqlxlyq2a'2h'2218.08.02210.721.29511751kN

22h1,s2,s40 10.41.20.4sh1.2401.2951，20.5s00.52.1 24um47.98min1,21.0，h0.94

0.7hftumh00.70.9421451.07.981.29514585kNFl，满足抗冲切要求。

实际设计抗拔柱对于底板所受向上力相当于支点，故底板的冲切力Fl应小于上述计算值，满足要求。 但仍进行底板抗冲切、抗弯验算，并采取底板设置抗冲切弯筋等局部加强措施。 -------------

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六、板柱结构内力配筋计算

内力计算采用清华大学编制的《结构力学求解器》计算程序，按等代框架计算，对支座弯矩乘以0.9的调幅系数，跨中弯矩相应增加支座弯矩减少的部分。

根据《地下室规范》的有关规定，战时板的跨中弯矩乘以0.9的折减系数，再相应增加支座弯矩减少的部分。

计算等代框架模型共2个，分别计算了战时和平时两种工况，配筋取最不利结果。经对比：顶板、楼板配筋均为战时荷载控制。

根据规范要求，人防工程无梁楼盖纵筋最小配筋率0.3%。

(一) 等代框架1（平时荷载）

双层7跨8.0X7，结构对称，荷载对称。 边跨： loxlxc8.01.07.33m 中跨： loxlxc8.01.06.67m 柱以及墙体的计算高度取层高。

荷载：

顶板：q11238.0985kNm

楼板：q2258.0200kNm

668.0528kN/m(顶板处)外墙：q31728.01376kN/m(楼板处)

1908.01520kN/m(底板处)43432323底板：q41808.01440kNm 计算结果如下所示。

等代框架1计算简图

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等代框架1计算弯矩图

kNm

等代框架1计算剪力图

kN

等代框架1a计算轴力图

kN

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1. 平时顶板配筋计算

支座筋h0h55，跨中筋h0h40，顶板配筋计算如下所示。HRB400钢筋。

柱上板带：支座通长布置20@200A跨中板带：支座通长布置20@200As1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

s1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

平时顶板配筋计算表

弯矩位置 板带宽度分配系数 每米弯矩板厚配筋kNm 3962 m 4 kNmm 595 396 mm 900 600 900 600 900 600 600 600 mm 2实配短筋 节点17 柱上0.6 跨中0.4 2004 2101 2056 1061 2133 1088 2360 1912 1615 1312 节点18 3255 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 4 610 205 632 节点19 3375 跨中0.25 4 210 442 柱上0.55 单元（1） 3215 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 4 362 308 252 单元（2） 2236 600 600 两端支座抗剪验算： Vmax3772/8472kN

0.7hkftbh00.71.01.01.431.0565565kNVmax

按构造配拉结筋6@400400

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2 平时楼板配筋计算

支座筋h0h35，跨中筋h0h35，楼板配筋计算如下所示。

跨中板带：支座通长布置16@200A弯矩位置 柱上板带：支座通长布置16@200As1006mm2，跨中通长布置16@200As1006mm2，

s1006mm2，跨中通长布置16@200A每米弯矩板厚s1006mm2

平时楼板配筋计算表 板带宽度分配系数 柱上0.6 跨中0.4 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 节点11 752 跨中0.25 柱上0.55 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 配筋实配短筋 kNm 1245 m 4 kNmm 187 125 130 44 141 47 72 58 44 mm 600 400 600 400 600 400 400 400 400 400 mm 2节点9 966 1030 667 3 724 378 584 468 435 3 节点10 697 4 单元（8） 518 4 单元（9）

3 4 两端支座抗剪验算： Vmax856/8107kN

0.7hkftbh00.71.01.01.431.0365365kNVmax

按构造配拉结筋6@400400

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3. 平时底板配筋计算

支座筋h0h55，跨中筋h0h40，顶板配筋计算如下所示。HRB400钢筋。

柱上板带：支座通长布置20@200A跨中板带：支座通长布置20@200As1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

s1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

平时底板配筋计算表

弯矩位置 板带宽度分配系数 每米弯矩板厚配筋kNm 5041 m 4 kNmm 756 505 mm 900 600 900 600 900 600 600 600 600 600 mm 2实配短筋 节点1 柱上0.6 跨中0.4 2568 2730 3718 1725 3136 1599 3365 2708 2428 1962 节点2 5732 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.55 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 1075 328 915 305 615 503 4 371 节点4 4883 4 单元（31） 4470 4 单元（33） 3298 4 由平时和战时配筋计算结果可知，底板配筋由平时荷载控制。 两端支座抗剪验算： Vmax31/8679kN

0.7hkftbh00.71.01.01.431.0565565kNVmax

VsvVVc1.25fyvAsvAh0sv0.77 ss配拉结筋10@400400

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(二) 等代框架1（战时荷载）

双层7跨8.0X7，结构对称，荷载对称。 边跨： loxlxc8.01.07.33m 中跨： loxlxc8.01.06.67m 柱以及墙体的计算高度取层高。

荷载：

顶板：q11708.01360kNm 楼板：q2728.0576kNm

1058.0840kN/m(顶板处)外墙：q31968.01568kN/m(楼板处)

3008.02400kN/m(底板处)43432323底板：q42018.01608kNm 计算结果如下所示。

等代框架1计算简图

等代框架1计算弯矩图

kNm

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等代框架1计算剪力图

kN

等代框架1计算轴力图

kN

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1 战时顶板配筋计算

支座筋h0h55，跨中筋h0h40，顶板配筋计算如下所示。HRB400钢筋。 无梁楼盖纵筋最小配筋率0.3%。

柱上板带：支座通长布置20@200A弯矩跨中板带：支座通长布置20@200As1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

s1571mm2，跨中通长布置20/22@200A每米弯矩板厚s1736mm2

战时顶板配筋计算表

位置 分配系数 板带宽度配筋kNm 5560 m 4 kNmm 834 556 mm 900 600 900 600 900 600 600 600 600 600 mm 2实配短筋 节点17 柱上0.6 跨中0.4 2336 2450 2304 1179 2460 1262 2696 2183 1879 1528 节点18 节点19 单元（1） 单元（2） 4386 4678 4431 3133 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.55 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 4 4 4 823 274 877 293 609 498 431 353 两端支座抗剪验算： Vmax5236/8655kN

0.7hkftdbh00.71.01.01.50.81.431.0565679kNVmax，

按构造配拉结筋6@400400

由平时和战时配筋计算结果可知，顶板配筋由战时荷载控制。

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2 战时楼板配筋计算

支座筋h0h35，跨中筋h0h35，楼板配筋计算如下所示。

跨中板带：支座通长布置16@200A位置 节点9 节点10 弯矩柱上板带：支座通长布置16@200As1006mm2，跨中通长布置16@200As1006mm2，

s1006mm2板带宽度，跨中通长布置16@200A每米弯矩板厚s1006mm2配筋

战时楼板配筋计算表

kNm 2933 1928 分配系数 柱上0.6 跨中0.4 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 m 4 4 kNmm 440 293 362 121 366 mm 600 400 600 400 600 400 400 400 400 400 mm 2实配短筋 1919 2060 1569 820 1586 827 1500 1213 1220 995 节点11 1950 跨中0.25 柱上0.55 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 122 217 177 178 146 单元（8） 单元（9） 1573 1293 4 4 两端支座抗剪验算： Vmax2300/8288kN

0.7hkftdbh00.71.01.01.50.81.431.0365438kNVmax

按构造配拉结筋6@400400

由平时和战时配筋计算结果可知，楼板配筋由战时荷载控制。

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3 战时底板配筋计算

支座筋h0h55，跨中筋h0h40，顶板配筋计算如下所示。HRB400钢筋。 无梁楼盖纵筋最小配筋率0.3%。

柱上板带：支座通长布置20@200A弯矩跨中板带：支座通长布置20@200As1571mm2，跨中通长布置20/22@200As1736mm2

s1571mm2，跨中通长布置20/22@200A每米弯矩板厚s1736mm2

战时底板配筋计算表

位置 分配系数 板带宽度配筋kNm 6127 m 4 kNmm 919 613 mm 900 600 900 600 900 600 600 600 600 600 mm 2实配短筋 节点1 柱上0.6 跨中0.4 2582 2715 3317 1694 2882 1475 2950 2390 2215 1797 节点2 节点4 单元（31） 单元（33） 6239 50 4823 3674 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.75 跨中0.25 柱上0.55 跨中0.45 柱上0.55 跨中0.45 4 4 4 4 1170 390 1022 341 663 3 505 413 两端支座抗剪验算： Vmax5966/8746kN

0.7hkftdbh00.71.01.01.50.81.431.0565679kNVmax，

VsvVVc1.25fyvdAsvAh0sv0.3 ss按构造配拉结筋6@400400

由平时和战时配筋计算结果可知，底板配筋由平时荷载控制。

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(三) 等代框架2（平时荷载）

荷载、结构计算跨度同等代框架1 计算结果如下所示。

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(四) 等代框架2（战时荷载）

荷载、结构计算跨度同等代框架1。 计算结果如下所示。

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与等代框架1相比，等代框架2的边支座弯矩略有区别，其余内力基本一致。

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七、结构构件计算

（一）柱计算

-2层中柱800X800(C45)，-1层中柱700X700(C40)， 边柱600X600(C40)。

中柱-2层底轴力设计值：180X8X8=11520 kN

-2层中柱轴压比=11520X1000/(800X800X21.1)=0.853 (满足要求)

中柱-1层底轴力设计值：123X8X8=7872 kN

-1层中柱轴压比=7872X1000/(700X700X19.1)=0.841 (满足要求)

平时中柱底局压验算： 基础底板C30

lAb3，c1, Al1.35clfcAln1.351.0314.380080037065.6kNFl=11520

柱下局压满足要求。

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