人防地库顶板计算书

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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=12.5 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。

人防顶板计算书范本

4．一层板计算4.1 板的荷载设计值1．室内非人防顶板（板厚180）垫层500厚恒载：楼板自重25X0.18=4.5kN/m2板顶(炉渣)垫层14X0.5=7.0kN/m2楼板面层 1.5 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，当有垫层时楼面恒载g=13.5kN/m2无垫层时楼面恒载g=6.5 kN/m2活载：p=5.0 kN/m22．室外非人防顶板（板厚180）垫层200厚恒载：楼板自重25X0.18=4.5kN/m2板顶垫层14X0.200=7.2kN/m2楼板面层 1.5 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，楼面恒载g=9.3 kN/m2活载：（考虑可能会停放消防车）板荷载为20 kN/m2对框架梁计算应考虑折减系数0.8所以，活载p1=0.8X20=16 kN/m23．室内六级人防顶板（板厚取250）垫层800厚恒载：楼板自重25X0.25=6.25kN/m2板顶垫层14X0.800=10.5kN/m2楼板面层 1.50 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，楼面恒载g=19.45 kN/m2平时活载p=5.0 kN/m2战时人防荷载p0=70 kN/m24．室内五级人防顶板（板厚取400）垫层650厚恒载：楼板自重25X0.40=10.0kN/m2板顶垫层14X0.650=9.1kN/m2楼板面层 1.50 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，楼面恒载g=21.0 kN/m2平时活载p=4.0 kN/m2战时人防荷载p0=135 kN/m25．室外六级人防顶板（板厚250）垫层700厚恒载：楼板自重25X0.25=6.25kN/m2板顶垫层14X0.70=9.8kN/m2楼板面层 1.5 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，楼面恒载g=18.0 kN/m2活载：（考虑可能会停放消防车）板荷载为20 kN/m2对框架梁计算应考虑折减系数0.8所以，活载p1=0.8X20=16 kN/m2 战时人防荷载：p0=60 kN/m2 6．室外五级人防顶板（板厚400）垫层500厚恒载：楼板自重25X0.40=10.0kN/m2板顶垫层14X0.50=6.0kN/m2楼板面层 1.5 kN/m2板底粉刷0.50 kN/m2所以，楼面恒载g=17.75 kN/m2活载：（考虑可能会停放消防车）板荷载为20 kN/m2对框架梁计算应考虑折减系数0.8所以，活载p1=0.8X20=16 kN/m2战时人防荷载p0=135 kN/m27．室外六级人防通道顶板（板厚250）垫层厚200 恒载：楼板自重25X0.25=6.25kN/m2板顶垫层及覆土重 4.50kN/m2楼板面层 1.50 kN/m2所以，楼面恒载g=12.25kN/m2活载：（考虑可能会停放消防车）板荷载为20 kN/m2对框架梁计算应考虑折减系数0.8所以，平时活载p1=0.8X20=16 kN/m2对未考虑消防车荷载的板面活载p2=15 kN/m2战时人防荷载p0=60 kN/m21.室内非人防顶板==================================================================1 计算条件板长: 5.10(m), 板宽: 4.95(m), 板厚: 180(mm)板容重: 0.00(kN/m3), 恒载分项系数: 1.00, 板自重荷载: 0.00(kN/m2)均布荷载: 23.20(kN/m2)砼强度等级: C35, 纵筋级别: HRB335混凝土保护层: 10(mm), 配筋计算as: 15(mm), 泊松比: 0.20支撑条件:四边上:固定下:固定左:固定右:固定角柱左下:无右下:无右上:无左上:无---------------------------------------------------------------------------2 计算结果(1)跨中: [水平] [竖向]弯矩 12.1 12.7面积 424(0.24%) 424(0.24%)实配 D12@250(452) D12@250(452)(2)四边: [上] [下] [左] [右]弯矩 -30.1 -30.1 -29.6 -29.6面积 630(0.35%) 630(0.35%) 618(0.34%) 618(0.34%)实配 D12@160(707) D12@160(707) D12@160(707) D12@160(707)(弯矩单位:kN.m/m, 配筋面积:mm2/m, 构造配筋率:0.24%)---------------------------------------------------------------------------END========================================================2.室外非人防顶板一、基本资料：1、房间编号：2492、边界条件（左端/下端/右端/上端）：固定/固定/固定/固定/3、荷载：永久荷载标准值：Gk ＝ 9.60 kN/M2可变荷载标准值：Qk ＝ 16.00 kN/M2计算跨度Lx = 5350 mm ；计算跨度Ly = 5050 mm板厚H = 180 mm；砼强度等级：C35；钢筋强度等级：HRB3354、计算方法：弹性算法。

地下车库顶顶板支撑力计算书

地下车库顶顶板支撑力计算书1、地下车库顶板支模构造：地下车库为全现浇结构，地下车库墙体高 3.4M，最大墙厚300MM，顶板厚150MM，最大跨度8.4M。

地下车库顶板模板支撑用碗扣式钢脚手，顶端安装可调节螺栓，上铺60×80MM方木。

支撑立杆间距700×1000MM，方木间距＜250MM。

方木上满铺厚为15MM的竹胶板。

2、地下室顶板模板验算：⑴荷载计算a、模板及其支架自重，=0.75KN/m2b、新浇筑砼自重，P2=24×0.25=6 KN/m2c、钢管自重，P3=1.1×0.25=0.23 KN/m2d、施工人员及施工设备荷载，P4=1.0 KN/m2荷载分项系数静载取1.2；活载取1.4P总=1.2（0.75+6+0.23）=1.4×1.0=9.8 KN/m2⑵横向双钢管的抗弯刚度及挠度a、支点弯距M=K Mq L2=0.1×9.8×0.72=0.69 KN*M≤Wnf=5.08×215×10-3=1.1KN*M故满足要求。

b、跨中挠度计算KFL3/EI=0.667×9.8×0.74/（12.19×206×103）=0.26MM≤700×1/400=1.75MM故满足要求。

⑶立杆的轴心抗压及稳定性演算每根立杆所承受的压力为9.8×0.7KNa、轴心抗压应力：N/A=9.8×0.7/489=14N/MM2≤[δ]=215 N/MM2故满足要求。

b、稳定性演算：立杆为两端铰支，Lo =2000MM长细比λ= Lo/I=2000/15.8=126.6≤[λ]=150，由此查得表得Φ=0.402，δ=N/ΦA=0.7×9.8×103/（0.402×1810）=9.4N/MM2≤[δ]=215 N/MM2故满足要求。

(完整版)人防车库顶板承载力计算

人防车库顶板承载力计算
塔吊拆除时，拟采用25T 汽车吊，汽车吊行驶状态总重量25.2T，最大起重量25T，QTZ40塔吊大臂自重2.5吨，人防车库顶板配筋C12@150双层双向，板厚250mm，井字梁间距 2.6m×2.8m，顶板等效静荷载标准值70KN/m2，活荷载5KN/m2，消防通道活载20KN/m2，采用等效荷载计算顶板承载力。

吊车自重 25.2T
大臂自重 2.5T
吊车腿受力点扩展面积 1.5m×1.5m
等效荷载计算：（按2倍安全系数计算）
（25.2+2.5）×9.8×2÷4÷（1.5×1.5）=60.32KN/m2<75KN/m2
顶板承载力满足要求。

单块矩形板裂缝及挠度计算：
一、设计规范：
《建筑结构荷载规范》（GB50009—2002）
《混凝土结构设计规范》（GB50010—2002）
二、计算参数：
混凝土强度等级：C40 钢筋级别：HRB400
泊松比：0.2
边界条件：[上边] 固端; [下边] 固端; [左边] 固端; [右边] 固端
板长：2.80m，板宽：2.60m；板厚：250mm
均布恒荷载标准值：70.00kN/m2 均布活荷载标准值：5.00kN/m2 三、计算结果：
跨中挠度：0.988mm。

人防计算书

200厚填充墙线荷〔9×0.2+0.4×2〕×2.5＝6.5KN/m 2普通板面荷18×0.01+20×0.02+24×0.04+0.4＝1.96取2 KN/m 2卫生间厨房18×0.01+20×0.02+24×0.05+0.4＝2.18取2.2 KN/m 2屋面（机房，出屋面楼梯间所在楼面层）为上人屋面。

≥24层，外墙到第二道腰线处以上弯200 门窗洞口宽度为建筑洞宽+40北外墙地下室人防核6常6，顶板q ＝70 KN/m 2外墙q ＝40 KN/m 2底板q ＝55 KN/m 2Q 活＝10 KN/m 2Q 活侧＝10/19×19×0.4＝4 KN/m 2Q 覆土＝19×0.875×0.4＝6.65 KN/m 2 Q 土水上＝19×0.125×0.4＝0.95KN/m 2 Q 土水下＝11×3.78×0.4＝16.632 KN/m 2 Q 水＝10×3.78＝37.8KN/m 2人防M B K＝KNm 245.768905.340822-=⨯=-ql 活M B K＝KNm 624.78905.34822-=⨯=-ql 覆土M B K＝KNm 676.128905.365.6822-=⨯=-ql 人防M max K＝KNm 888.428905.3409128922-=⨯⨯=-ql X ＝4m 46.18905.3383=⨯=l 活M maxK ＝KNm 289.4128905.3492=⨯⨯覆土M maz K＝KNm 13.7128905.3492=⨯⨯水上土活M B K＝KNm 0025.05316125.095.053162222=⎪⎪⎭⎫⎝⎛-⨯-=⎪⎪⎭⎫ ⎝⎛--ααqa 905.3125.0=α R A ＝()KN ql qb 275.1905.378.34905.3878.395.042323=⎪⎭⎫⎝⎛-⨯⨯=-β m q R a X A 467.1=+= M maz ＝KNm q R a R A A 015.12=⎪⎪⎭⎫⎝⎛+ 水下土+水 M BK＝⎪⎪⎭⎫⎝⎛+-⨯-=⎪⎪⎭⎫ ⎝⎛+--53342478.3432.545334242222ββββqb 96799.0905.378.3==β m qbR b a X A768.12=+=R A ＝KN l qb 433.1951823=⎪⎭⎫⎝⎛-β M max =KNm qb R b a R A A 713.23232=⎪⎪⎭⎫⎝⎛+ M B =1.35×(12.676+0.0025+1.807+53.737)+0.7×1.4×7.624+76.245=175.8KNmM max =1.35×(7.13+0.0047+1.015+23.713)+0.7×1.4×4.289+42.888=90.1KNm M B K=12.676+0.0025+1.807+53.737+7.624/2=72KNm M max K=7.13+0.0047+1.015+23.713+4.289/2=34KNm M B =175.8KNmC25砼 Ⅲ级钢 f c =16.7 f tk =2.201327.02305.110007.160.1108.17526=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 9285.02211=-+=ss αγ2619062303602.19285.0108.175mm A s =⨯⨯⨯⨯=16@100(2015) M max =90.10575.02505.110007.160.1101.9026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α9703.02211=-+=ss αγ268602503602.19703.0101.90mm A s =⨯⨯⨯⨯=12/14@150(890)As min =0.25%⨯300⨯1000=0.0134504.00134.093.1782.265.01.1⨯⨯⨯-=ϕmm mm 2.018.00134.01608.0509.110293.178504.01.25<=⎪⎭⎫⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω以内 26/64.17525089087.01034mm N sk=⨯⨯⨯=σ 286.001.064.1752.265.01.101.0=⨯⨯-==ϕρte mm mm 2.0105.001.01308.0309.110264.175286.01.25<=⎪⎭⎫⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω次口楼电梯临空墙C35 f c =16.7 ＆=300 h 0=260M B K=KNm 8.2478905.3130822=⨯=ql M maz ＝KNm 4.139128905.313092=⨯⨯ 外1463.02605.110007.160.1108.24726=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 9205.02211=-+=ss αγ2623972603602.19205.0108.247mm A s =⨯⨯⨯⨯=22@150(2534) ＆=350外1099.03005.110007.160.1108.24726=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 9416.02211=-+=ss αγ2620313003602.19416.0108.247mm A s =⨯⨯⨯⨯=20@150(2095)， 18@125(2039)0618.03005.110007.160.1104.13926=⨯⨯⨯⨯⨯=s α968.02211=-+=ss αγ2611123003602.1968.0104.139mm A s =⨯⨯⨯⨯=14/16@150(1183)As min ＝0.25%⨯350⨯1000=875mm 2 ＆=300 内0823.02605.110007.160.1104.13926=⨯⨯⨯⨯⨯=s α957.02211=-+=ss αγ2612972603602.1957.0104.139mm A s =⨯⨯⨯⨯=16@150(1340)扩散室临空墙单向板简支KNm qM 8.158.1832=⨯=＆=30001.025010005.17.160.1108.1526=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 99.02211=-+=ss αγ261482503602.199.0108.15mm A s =⨯⨯⨯⨯=As min ＝750mm 212@150(1340)上简支，下固定梁式板 12@150 ，四边简支64.0905.35.2==y x l l ， 7.195.23902652.0610764.02=⨯⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯+=x m6.95.2390764.06102652.02=⨯⨯⎪⎭⎫⎝⎛⨯+=y m12@150扩散室悬板活门临空墙＆=300KNm MBK8.2478905.31302-=⨯-=049.045010005.17.160.1108.24726=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 9749.02211=-+=ss αγ2613084503602.19749.0108.247mm A s =⨯⨯⨯⨯=As min ＝0.25%×1000×500＝1250mm 2 14@100(1539)四边简支922.025002305==y x l l KNm m x 3.34305.213003606.06104357.02=⨯⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯+=KNm m y 9.29305.213004357.06103606.02=⨯⨯⎪⎭⎫⎝⎛⨯+=通道（人防主口）侧墙：＆=300上水q 水上＝10×2.9＝29 下水q 水下＝10×3.45＝34.5水上土q 土水上＝19×0.75×0.4＝5.7 水下土q 土水下＝11×2.9×0.4＝12.767 侧土q 侧土＝11×3.45×0.4＝15.18 活q 活＝10×0.4＝4 人防q 防＝4085.345.3=α 1039.085.34.0==β49.675.1418.155.34523=⎪⎪⎭⎫ ⎝⎛+=αβqa R A ⎪⎭⎫ ⎝⎛-=52122αqa R A6.1547.3518.155.34531222--=⎪⎪⎭⎫⎝⎛--=αqa M B 214.1==qaR ax A 26.594.1118.155.34232max ==qa R Ra M A()4.1822.881.4167.5777.576.127.5294046883=+-=ααqa R A ()2268α-=qa R B()72.2215.1065.5124.7112.776.127.5294042822-----=--=αqa M B m qR x A44.1==27.1393.514.3057.4116.476.127.5294042max 2=-=g R M A()KNm M B K 39.21056.383.206212.772.2265.5124.7147.356.15=--=-++++-=C35 f c =16.7 ＆=300 h 0=230mm1588.023010005.17.160.11039.21026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 913.02211=-+=ss αγ2623202303602.1913.01039.210mm A s =⨯⨯⨯⨯=18@100(2545) ＆=350 h 0=270mm1152.027010005.17.160.11039.21026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α9386.02211=-+=ss αγ2619222703602.19386.01039.210mm A s =⨯⨯⨯⨯=16@100(2011)()KNm M B 02.19012.70.7 4.172.2215.1065.5147.356.1535.1-=⨯⨯-++++⨯-=1561.027010005.17.160.11002.19026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 915.02211=-+=ss αγ2621382703602.1915.01002.190mm A s =⨯⨯⨯⨯=KNm M B K 15.139-=26/57.294201127087.01015.139mm N s ⨯⨯⨯=σ0145.010003505.02545=⨯⨯=te ρ6775.00145.076.2322.265.01.1=⨯⨯-=ψ3.00145.01608.0509.110276.2326775.01.25=⎪⎭⎫⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω ＆=400 h 0=320mm1561.032010005.17.160.11002.19026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 941.02211=-+=ss αγ261753320360941.01002.190mm A s =⨯⨯⨯=选用 16@100(2011)0145.010004005.02011=⨯⨯=te ρ525.001.05.2482.265.01.1=⨯⨯-=ψ31.001.01608.0509.11025.248525.01.25=⎪⎭⎫⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω 26/5.248201132087.01015.139mm N sk ⨯⨯⨯=σ选用 18@100(2545)26/4.196254532087.01015.139mm N sk⨯⨯⨯=σ 0127.010004005.02454=⨯⨯=te ρ528.00127.04.1962.265.01.1=⨯⨯-=ψ23.00127.01808.0509.11024.196528.01.25=⎪⎭⎫⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω 人防配筋＆=400 M B ＝210.39082.032010005.17.160.11039.21026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 957.02211=-+=ss αγ2615913202.1360957.01039.210mm A s =⨯⨯⨯⨯=KNm M 19.11008.211.108216.427.1393.514.3057.4126.594.11max =+=++++++=防0359.035010005.17.160.11019.11026=⨯⨯⨯⨯⨯=s α 98.02211=-+=ss αγ1000%25.07443502.136098.01019.11026=<=⨯⨯⨯⨯=bh mm A s取 16@200()KNmM 91.9316.498.027.1393.514.3026.594.1135.1max =⨯+++++⨯=0459.035010007.160.11091.9326=⨯⨯⨯⨯=s α9765.02211=-+=ss αγ267643503609765.01091.93mm A s =⨯⨯⨯=26/43.217100535087.01054.66mm N sk =⨯⨯⨯=σ 01.0=te ρ4423.001.043.2712.265.01.1=⨯⨯-=ψ mm mm 2.019.001.01608.0209.110243.2174423.01.25<=⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=ω。

人防地下车库工程模板计算

人防地下车库工程模板计算1、概述2万振逍遥苑人防车库总建筑面积13959m,净高4.35m，最大梁550×1000 mm，顶板厚250mm，柱截面尺寸为600×600 mm，模板为15 mm厚900×1800木模，木方为50×100 mm，本工程的钢管采用ф48×3.5规格，但因目前市场上该规格的钢管采购较困难等多种原因，目前市场上的钢管有以下几种规格ф48×2.75、ф48×3.0、ф48×3.25、ф48×3.5，为保证支撑安全及稳定，所有模板支撑体系均按最小规格钢管ф48×2.75重新进行设计计算。

该规格钢管的计算参数为：净截面面积S=π×222(24-21.25)=391mm，443截面抵抗弯矩W=π/32×（48-42.5）/48=4490mm,4444惯性矩I=π/64×（48-42.5）=10.04×10 mm，2弹性模量E=206KN/ mm。

2、框架柱支撑受力计算 2.1柱支撑：柱箍采用钢管搭成，柱截面尺寸为600×600，柱最大高度4.35米，柱支模如下图；箍间距：从上往下：第1道距梁底150-200，第2-4道间距450，以下为350，最后一道距地面150-2002.2柱箍受力计算取本工程截面尺寸为600×600mm的柱子进行计算（柱子大于500的都增设了对拉螺杆，螺杆间距不大于500mm），且只验算层高为4.35m的柱子，其它高度的柱模均可以此为依据根据现场的需要作适当调整。

2.3.1荷载计算2振捣砼产生的荷载标准值F1，取F1=4.0kN/m。

新浇砼对模板侧压力标准值F2按下式计算：1/2F2=min（0.22γct0β1β2V，γcH）3式中：γc――砼的重力密度，γc=24kN/m t0――新浇砼的初凝时间，取t0=5.71V――砼的浇筑速度，取V=2.5m/hH――砼侧压力计算位置处新至浇砼顶面总高度H=4.35m β1――外加剂修正系数，取β1=1.0β2――砼坍落度影响修正系数，本工程砼入模度控制在150左右，取β2=1.151/2则：F2=min[0.22×24×5.71×1.0×1.15×(2.5)]2=54.82N/m2 倾倒砼时产生的荷载标准值取F3=4.0kN/m。

人防地下室高大楼板-计算书

模板及支撑系统设计计算书（一）300厚现浇顶板模板支承系统验算模板采用12厚多层板和50×100方木，方木立放。

木方间距不大于200，木方下钢管小楞间距不大于800，立杆间距不大于800×800，因层高不高，立杆采用独根无接头。

立杆顶与小楞采用U型顶托联结。

自小楞下，纵横向按步距不大于1800均匀设水平拉杆，离地200设纵横扫杆一道。

1.荷载计算荷载组合一：由活荷载效应控制时：q1=(①+②+③)×1.2+④×1.4=(0.3+7.2+0.34) ×1.2+4×1.4=7.84×1.2+5.6=15.01 KN/m2荷载组合二:由永久荷载效应控制时:q2=(①+②+③)×1.35+④×1.4×0.7=7.84×1.35+5.6×0.7=14.5 KN/m2二者取大值，q1＞q2，故取q=q1=15.01 KN/m22.底模多层板验算2.1 多层板抗弯验算多层板下方木间距为200，按简支梁计算。

2.1.1 施工荷载为均布荷载时计算简图如下：200线荷载q=q1×1.0=15.01×1=15.01 KN/m =15.01N/mm此时最大弯距M1=15.01 ×2002/8=75050N.mm2.1.2 施工荷载为集中荷载时（p=2.5KN，计算简图如下：q p=2.5KN×1.4200多层板自重的均布荷载设计值q=0.066×1.0×1.2=0.08KN/m=0.08N/mm跨中集中荷载设计值P=2.5×1.4=3.5KN此时最大弯矩M2=qL2/8+pL/4=0.08×2002/8+3.5×1000×200/4=N.mm2.1.3 由于M2＞M1，故多层板强度验算采用M2。

б=M2/w=/24000=7.31N/mm2＜10.32N/mm2，满足要求。

人防地下室计算书xg

⼈防地下室计算书xg⼀、概述本⼯程为地下⼀层附建式⼈防地下室，战时⽤途为核6常6级⼆等⼈员掩蔽部，平时⽤途为机动车车库;防化等级为丙级；抗震设防烈度7度，抗震分组⼀组。

⼆、计算软件顶板、顶板梁： PKPM系列墙体、门框墙：理正⼈防结构设计软件三、结构选型及计算要点：1.顶板（梁）：（1）在⼈防荷载作⽤，顶板及顶板梁主要受竖向荷载控制，因此计算仅取⼀层计算内⼒，且计算不考虑风荷载及地震荷载。

（2）顶板按塑性极限分析法计算，跨中弯矩调整系数: 1.20 ⽀座弯矩调整系数: 0.80，不作活载不利布置计算。

（3）顶板梁：按考虑塑性内⼒重分布分析法计算，⽀座负弯矩调幅系数取0.85。

2.外墙：⼈防荷载作⽤下，按考虑塑性内⼒重分布分析法验算配筋，可不验算墙体最⼤裂缝值，取得的配筋与平时使⽤条件下，裂缝控制的配筋进⾏⽐较，取最⼤值。

3.门框墙、临空墙、单元隔墙：考虑塑性内⼒重分布分析法（弹塑性构件）计算。

四、荷载计算五、⼈防墙计算------------------------------------------------------------------- （1）计算项⽬: ⼈防临空墙 Q1------------------------------------------------------------------- [ 计算条件 ]墙长 = 12.00(m) 墙宽 = 3.80 (m) 墙厚 = 300 (mm)墙⾯均布荷载: 130.00 (kN/m^2)竖向均布荷载: 500.00 (kN/m)砼强度等级: C40纵筋级别: HRB400配筋计算as (mm):: 20 (mm)跨中弯矩调整系数: 1.00⽀座弯矩调整系数: 1.00⽀承条件:**** 下边右边上边左边固接固接固接固接[内⼒结果] (已乘弯矩调整系数)内⼒按塑性理论计算(适⽤于⼤偏⼼受压):跨中弯矩(kN-m/m):Ma = 0.00 Mb = 78.22垂直板边弯矩(kN-m/m):下右上左 -156.43 0.00 -156.43 0.00 [配筋结果]轴压⽐: N/(A*fc)= 0.0727竖直⽅向配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋, 荷载作⽤⾯为外侧]上截⾯：⾮荷载侧= 900 荷载侧= 1046(mm^2/m)中截⾯：⾮荷载侧= 900 荷载侧= 900(mm^2/m)下截⾯：⾮荷载侧= 900 荷载侧= 1046(mm^2/m)⽔平⽅向单侧配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋]左中右900.00 900.00 900.00------------------------------------------------------------------- （2）计算项⽬: ⼈防单元隔墙 Q2 ------------------------------------------------------------------- [ 计算条件 ]墙长 = 10.00(m) 墙宽 = 3.80 (m) 墙厚 = 250 (mm)墙⾯均布荷载: 50.00 (kN/m^2)竖向均布荷载: 500.00 (kN/m)砼强度等级: C40纵筋级别: HRB400配筋计算as (mm):: 20 (mm)跨中弯矩调整系数: 1.00⽀座弯矩调整系数: 1.00⽀承条件:**** 下边右边上边左边固接固接固接固接[内⼒结果] (已乘弯矩调整系数)内⼒按塑性理论计算(适⽤于⼤偏⼼受压):跨中弯矩(kN-m/m):Ma = 0.00 Mb = 30.08垂直板边弯矩(kN-m/m):下右上左-60.17 0.00 -60.17 0.00[配筋结果]轴压⽐: N/(A*fc)= 0.0873竖直⽅向配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋, 荷载作⽤⾯为外侧]上截⾯：⾮荷载侧= 750 荷载侧= 750(mm^2/m)中截⾯：⾮荷载侧= 750 荷载侧= 750(mm^2/m)下截⾯：⾮荷载侧= 750 荷载侧= 750(mm^2/m)⽔平⽅向单侧配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋]左中右750.00 750.00 750.00-------------------------------------------------------------------（3）计算项⽬: ⽔池墙体裂缝验算Q4-------------------------------------------------------------------1．1 基本资料1．1．1 ⼯程名称：⼯程⼀1．1．2 结构构件的重要性系数γo ＝ 1 考虑活荷不利组合1．1．3 混凝⼟容重γc ＝ 0kN/m箍筋间距 Sv ＝ 200mm1．1．4 可变荷载的分项系数γQ ＝ 1.4 可变荷载的组合值系数ψc ＝ 0.7 可变荷载的准永久值系数ψq ＝ 0.41．1．5 C40 混凝⼟强度： fc ＝ 19.1N/mm ft ＝ 1.71N/mm ftk ＝ 2.39N/mm Ec ＝32600N/mm1．1．6 钢筋强度设计值： fy ＝ 360N/mm fyv ＝ 210N/mm Es ＝ 200000N/mm1．1．7 梁底纵筋合⼒点⾄近边距离 as ＝ 20mm 梁⾯纵筋合⼒点⾄近边距离 as' ＝ 50mm 受拉钢筋最⼩配筋率ρmin ＝0.21%1．2 ⼏何信息最左端⽀座：固端 i ———跨号 Li ———第 i跨跨度（mm） b ———截⾯宽度（mm）h ———截⾯⾼度（mm）bf'———上翼缘⾼度（mm） hf'———上翼缘⾼度（mm） bf ———下翼缘⾼度（mm） hf ———下翼缘⾼度（mm）--------------------------------------------------------------------------i Li 截⾯ b h bf' hf' bf hf 右节点--------------------------------------------------------------------------1 3800 矩形 1000 200 固端--------------------------------------------------------------------------1．3 荷载信息i、j ———跨号、节点号 P、P1———单位：kN/m、kN M—————单位：kN·M X、X1———单位：mm1．3．1 跨中荷载-------------------------------------------------------------------i 恒、活荷荷载类型 P 或 M P1 X X1-------------------------------------------------------------------1 恒荷梯形荷载 28.00 0.00 0 2800-------------------------------------------------------------------1．4 计算结果1．4．1 梁内⼒设计值及配筋V ——剪⼒（kN），以绕截⾯顺时针为正； M ——弯矩（kN·M），以下侧受拉为正； As———纵筋⾯积（mm）； Asv ———箍筋⾯积（mm）-------------------------------------------------------------------------------------------------------------------i I 1 2 3 4 56 7 J-------------------------------------------------------------------------------------------------------------------1 M － -21.0 -4.7 0.0 0.0 0.0 0.0-0.5 -5.3 -10.2As ⾯筋 400 88 0 0 0 0 10 99 190As / bho 0.27% 0.06% 0.00% 0.00% 0.00% 0.00%0.01% 0.07% 0.13%x / ho 0.050 0.011 0.000 0.000 0.000 0.0000.001 0.012 0.024裂缝宽度 0.197 0.031 0.000 0.000 0.000 0.0000.003 0.035 0.067实配⾯筋 559 88 0 0 0 0 10 99 190M ＋ 0.0 0.0 4.5 8.1 7.5 4.1 0.0 0.0 0.0As 底筋 0 0 69 125 116 64 0 0 0As / bho 0.00% 0.00% 0.04% 0.07% 0.06% 0.04%0.00% 0.00% 0.00%x / ho 0.000 0.000 0.007 0.013 0.012 0.0070.000 0.000 0.000裂缝宽度 0.000 0.000 0.021 0.037 0.034 0.0190.000 0.000 0.000实配底筋 0 0 69 125 116 64 0 0 0V 42.8 26.4 13.0 2.6 -4.7 -8.9-10.1 -10.1 -10.1Asv 28 28 28 28 28 28 28 28 28构造配筋 As,min ＝ 428 Asv,min ＝ 28 Dmin ＝φ6 Smax ＝ 200挠度验算截⾯ 4 ： f ＝ -1.9 f / Li ＝ 1/2017-------------------------------------------------------------------（4）计算项⽬: 外墙裂缝验算 WQ1-------------------------------------------------------------------1．1．1 ⼯程名称：⼯程⼀1．1．2 结构构件的重要性系数γo ＝ 1 考虑活荷不利组合1．1．3 混凝⼟容重γc ＝ 0kN/m箍筋间距 Sv ＝ 200mm1．1．4 可变荷载的分项系数γQ ＝ 1.4 可变荷载的组合值系数ψc ＝ 0.7 可变荷载的准永久值系数ψq ＝ 0.41．1．5 C40 混凝⼟强度： fc ＝ 19.1N/mm ft ＝ 1.71N/mm ftk ＝ 2.39N/mm Ec ＝32600N/mm1．1．6 钢筋强度设计值： fy ＝ 300N/mm fyv ＝ 210N/mm Es ＝ 200000N/mm1．1．7 梁底纵筋合⼒点⾄近边距离 as ＝ 20mm 梁⾯纵筋合⼒点⾄近边距离 as' ＝ 50mm 受拉钢筋最⼩配筋率ρmin ＝ 0.26%1．2 ⼏何信息最左端⽀座：固端 i ———跨号 Li ———第 i跨跨度（mm） b ———截⾯宽度（mm）h ———截⾯⾼度（mm）bf'———上翼缘⾼度（mm） hf'———上翼缘⾼度（mm） bf ———下翼缘⾼度（mm） hf ———下翼缘⾼度（mm）--------------------------------------------------------------------------i Li 截⾯ b h bf' hf' bf hf 右节点--------------------------------------------------------------------------1 3600 矩形 1000 400 固端--------------------------------------------------------------------------1．3 荷载信息i、j ———跨号、节点号 P、P1———单位：kN/m、kN M—————单位：kN·M X、X1———单位：mm1．3．1 跨中荷载-------------------------------------------------------------------i 恒、活荷荷载类型 P 或 M P1 X X1-------------------------------------------------------------------1 恒荷梯形荷载 100.80 50.40 0 36001 活荷均布荷载 5.00-------------------------------------------------------------------1．4 计算结果1．4．1 梁内⼒设计值及配筋V ——剪⼒（kN），以绕截⾯顺时针为正； M ——弯矩（kN·M），以下侧受拉为正； As———纵筋⾯积（mm）； Asv———箍筋⾯积（mm）-------------------------------------------------------------------------------------------------------------------i I 1 2 3 4 56 7 J-------------------------------------------------------------------------------------------------------------------1 M － -122.9 -39.2 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 -40.2 -108.2As ⾯筋 1203 376 0 0 0 0 0 386 1055As / bho 0.34% 0.11% 0.00% 0.00% 0.00% 0.00%0.00% 0.11% 0.30%x / ho 0.054 0.017 0.000 0.000 0.000 0.0000.000 0.017 0.047裂缝宽度 0.197 0.047 0.000 0.000 0.000 0.0000.000 0.048 0.200实配⾯筋 1422 376 0 0 0 0 0 386 1247M ＋ 0.0 0.0 17.7 49.4 57.8 44.5 11.2 0.0 0.0As 底筋 0 0 155 437 512 393 99 0 0As / bho 0.00% 0.00% 0.04% 0.12% 0.13% 0.10%0.03% 0.00% 0.00%x / ho 0.000 0.000 0.006 0.018 0.021 0.0160.004 0.000 0.000裂缝宽度 0.000 0.000 0.016 0.046 0.053 0.0410.010 0.000 0.000实配底筋 0 0 155 437 512 393 99 0 0V 217.0 155.5 97.8 43.9 -6.1 -52.3-94.7 -133.3 -168.0Asv 19 19 19 19 19 19 19 19 19构造配筋 As,min ＝ 1026 Asv,min ＝ 19 Dmin ＝φ6 Smax ＝ 300挠度验算截⾯ 4 ： f ＝ -1.2 f / Li ＝ 1/2913-------------------------------------------------------------------（5）计算项⽬: 外墙⼈防⼯况强度验算 WQ1-------------------------------------------------------------------[ 计算条件 ]墙长 = 10.00(m) 墙宽 = 3.60 (m) 墙厚 = 400 (mm)墙⾯均布荷载: 110.48 (kN/m^2)墙⾯三⾓形荷载: 60.48 (kN/m^2)竖向均布荷载: 500.00 (kN/m)砼强度等级: C40纵筋级别: HRB335配筋计算as (mm):: 50 (mm)跨中弯矩调整系数: 1.00⽀座弯矩调整系数: 1.00⽀承条件:**** 下边右边上边左边固接固接固接固接[内⼒结果] (已乘弯矩调整系数)内⼒按塑性理论计算(适⽤于⼤偏⼼受压):注意：三⾓形荷载按弹性理论计算跨中弯矩(kN-m/m):Ma = 0.00 Mb = 76.43垂直板边弯矩(kN-m/m):下右上左 -158.51 0.00 -145.45 0.00 [配筋结果]轴压⽐: N/(A*fc)= 0.0545竖直⽅向配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋, 荷载作⽤⾯为外侧]上截⾯：⾮荷载侧= 1200 荷载侧= 1200(mm^2/m)中截⾯：⾮荷载侧= 1200 荷载侧= 1200(mm^2/m)下截⾯：⾮荷载侧= 1200 荷载侧= 1200(mm^2/m)⽔平⽅向单侧配筋(mm^2/m):[注意: 配筋⼩于0表⽰超筋]左中右1200.00 1200.00 1200.00六、门框墙计算-------------------------------------------------------------------（1）、计算项⽬: ⼈防门框墙 MKQ5直接作⽤在门框墙等效静荷载标准值: 200.0 (kN/m2)由门扇传来的等效静荷载标准值:Qia = : 102.6 (N/mm)]L = 500.00(mm) L1 = 466.00 (mm) L2 = 400.00 (mm)h = 300.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 121.20 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 72.479剪⼒(kN/m)： V = 201.200*****按悬臂梁计算*****------ 抗弯拉筋构造配筋: 配筋率Us=0.20% < Us_min=0.25%抗弯受拉筋: As = 750(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)]L = 895.00(mm) L1 = 861.00 (mm) L2 = 795.00 (mm)h = 300.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 121.20 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 167.556剪⼒(kN/m)： V = 280.200*****按悬臂梁计算*****抗弯受拉筋: As = 1441(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)]砼强度等级: C40 配筋计算as(mm): 20 纵筋级别: HRB400箍筋级别: HPB235箍筋间距: 200 (mm)⽀座弯矩调幅系数: 25.000 %左⽀座固接右⽀座固接跨号跨长截⾯宽度(mm) 截⾯⾼度(mm) 1 1.200 400 300[ 计算结果 ]跨号: 1左中右上部弯矩( kN-m): 16.43 0.00 16.43 下部弯矩( kN-m): 0.00 16.43 0.00 剪⼒( kN ): 109.56 -0.00 -109.56上部纵筋(mm*mm): 360 360 360 下部纵筋(mm*mm): 360 360 360 抗剪箍筋(mm*mm): 156 156 156-------------------------------------------------------------------（2）、计算项⽬:⼈防门框墙 MKQ4-------------------------------------------------------------------直接作⽤在门框墙等效静荷载标准值: 200.0 (kN/m2)由门扇传来的等效静荷载标准值:Qia = : 229.6 (N/mm)]L = 675.00(mm) L1 = 641.00 (mm) L2 = 575.00 (mm)h = 600.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 186.50 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 152.609剪⼒(kN/m)： V = 301.500*****按⽜腿计算*****------ 抗弯拉筋构造配筋: 配筋率Us=0.10% < Us_min=0.25%抗弯受拉筋: As = 1500(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)]L = 500.00(mm) L1 = 466.00 (mm) L2 = 400.00 (mm)h = 600.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 186.50 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 102.909剪⼒(kN/m)： V = 266.500*****按⽜腿计算*****------ 抗弯拉筋构造配筋: 配筋率Us=0.07% < Us_min=0.25%抗弯受拉筋: As = 1500(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)]L = 600.00(mm) L1 = 566.00 (mm) L2 = 500.00 (mm)h = 600.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 229.60 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 154.954剪⼒(kN/m)： V = 329.600*****按⽜腿计算*****------ 抗弯拉筋构造配筋: 配筋率Us=0.10% < Us_min=0.25%抗弯受拉筋: As = 1500(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)-------------------------------------------------------------------（3）、计算项⽬:⼈防门框墙 MKQ24-------------------------------------------------------------------直接作⽤在门框墙等效静荷载标准值: 200.0 (kN/m2)由门扇传来的等效静荷载标准值:Qia = : 102.6 (N/mm)]L = 950.00(mm) L1 = 916.00 (mm) L2 = 850.00 (mm)h = 300.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 121.20 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 183.269剪⼒(kN/m)： V = 291.200*****按悬臂梁计算*****抗弯受拉筋: As = 1583(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)]L = 350.00(mm) L1 = 316.00 (mm) L2 = 250.00 (mm)h = 300.00 (mm)qe = 200.00 (kN/m^2)qi = 121.20 (kN/m)砼强度等级: C40配筋计算 as : 20 (mm)纵筋级别: HRB400 箍筋级别: HPB235 箍筋间距(mm): 200[ 计算结果 ]弯矩(kN-m/m)： M = 44.549剪⼒(kN/m)： V = 171.200*****按⽜腿计算*****------ 抗弯拉筋构造配筋: 配筋率Us=0.12% < Us_min=0.25%抗弯受拉筋: As = 750(mm^2/m)抗剪箍筋: Av = 0(mm^2/m)。

人防计算-

****人防地下车库结构计算书一、设计依据：１．《人民防空地下室设计规范》(GB 50038-94)２．《混凝土结构设计规范》（GB 50010-2002）二、人防荷载取值及材料强度取值：（本工程按6级人防设计，计入上部建筑物的影响）（一）顶板等效静荷载标准值q e1覆土厚度＜500mm，顶板区格最大短边静跨3.0m≤L0≤9.0m：q e1=55 KN/M2(二) 战时材料强度取值热轧钢筋 HPB235 ：f y＝210×1.5=315 N/mm2HRB335 ：f y＝300×1.35=405 N/mm2混凝土Ｃ35fc＝16.7×1.5＝25.05 N/mm2（PKPM中应取C50）＊按等效静荷载法分析得出的内力，进行梁、柱斜截面承载力验算及柱正截面承载力验算时，fc＝0.8×16.7×1.5＝20.04 N/mm2（PKPM中应取C40）三、平时荷载标准值及材料强度取值：（一）顶板荷载标准值１．恒载：板厚250 25×0.25＝6.3 KN/M2板底抹灰＋板底吊管道 1KN/M22．活载：地下一层：商业区q＝8.5 KN/M2(上部隔墙折算活载5KN/M2)厕所：q=2.5 KN/M2地下二、三层：q=4 KN/M2材料强度取值热轧钢筋 HPB235 ：f y＝210N/mm2HRB335 ：f y＝300 N/mm2混凝土Ｃ35fc＝16.7 N/mm2四、PKPM中荷载输入值（一）顶板计算1．战时控制顶板PKPM楼面荷载输入：(不考虑活荷载)等效静荷载：地下二层顶板：厕所：55/1.2+16=62 KN/M2其它：55/1.2+8=54 KN/M2(含地砖楼面)地下三层顶板：55/1.2+10= 56 KN/m22．平时控制顶板梁配筋的楼面荷载输入：地下二层顶板：厕所：g=16 KN/M2q＝2.5 KN/M2其它：g=8 KN/M2(含地砖楼面)q＝8.5 KN/M2地下三层顶板：g＝10 KN/M2（含车道找坡重）q＝4 KN/M2。

人防计算书

1. 人防地下室外墙计算墙厚250mm 砼强度等级C40 钢筋级别HRB400土内摩擦角 Φ=22° 土容重 r=18KN/m 3地下室底板顶标高-5.100m ；覆土厚1.5m地下室底板标高 –1.500m 处① 考虑地面活荷载影响（消防车）取 q=20KN/㎡产生的土压力荷载（折合为荷载作用高度）h=q/r=20/18=1.11mq 1=rhk 0=18×1.11×0.63=12.6 KN/㎡{ EMBED Equation.DSMT4 |0k =1-sin =0.63② 土压力产生的荷载：q 2=rhk 0=18×3.6×0.63=41KN/㎡③ 地下室顶板到室外，室内外高差300mm ，1.2m 范围内土体产生的荷载q 3=rhk 0=18×1.2×0.63=13.6KN/㎡④ 人防荷载外墙等效静荷载根据《人防规范》表4.8.3-1 湿陷性黄土考虑上部结构影响 λ=1.1 （4.8.3）25×1.1=27.52. 配筋计算<1> 战时矩形荷载：q a = 1.2×13.6+1.4×27.5×0.63=41KN/㎡三角形荷载：q b= 1.2×41=49.2KN/㎡上端：简支下端：固定左端：固定右端：固定Ly/Lx=3.6/4.8=0.75①矩形荷载作用下：Mx=0.03333×ql2=0.0333×41×3.62=17.7KN·m My=0.0107×ql2=0.0107×41×3.62=5.7KN·mMx0=-0.0748×ql2=-0.0748×41×3.62=-39.8KN·m My0=-0.0571×ql2=-0.0571×41×3.62=-30.3KN·m ②三角形荷载作用下Mx max=0.0096×49.2×3.62=6.1KN·mMy max=0.0161×49.2×3.62=10.3KN·mMx0 max=-0.0338×49.2×3.62=-2.2KN·m My0 max=-0.0482×49.2×3.62=-3.1KN·m Mx=Mx maxMy=My maxMx0 = Mx0 max弯距设计值叠加为：Mx=17.1+6.1=23.8 KN·mMx=5.7+10.3=16 KN·mMx0=-39.8-2.2=-42 KN·mMy0=-30.3-3.1=-33.4 KN·m19.1×1.5=28.65360×1.2=432X向配筋Y向配筋<2> 平时矩形荷载：q a= 1.2×13.6+1.4×12.6=34KN/㎡三角形荷载：q b= 1.2×41=49.2KN/㎡Ly/Lx=3.6/4.8=0.75①矩形荷载作用下：Mx=0.03333×ql2=0.0333×34×3.62=14.7KN·mMy=0.0107×ql2=0.0107×34×3.62=4.7KN·mMx0=-0.0748×ql2=-0.0748×34×3.62=-33KN·mMy0=-0.0571×ql2=-0.0571×34×3.62=-25.2KN·m②三角形荷载作用下Mx =0.0096×49.2×3.62=6.1KN·m+14.7=20.8 KN·mMy =0.0161×49.2×3.62=10.3KN·m+4.7=15 KN·mMx0 =-0.0338×49.2×3.62=-21.6KN·m-33=-54.6KN·mMy0 =-0.0482×49.2×3.62=-31KN·m-25.2=56.2 KN·mX向配筋12@140Y向配筋12@180。

地下室顶板计算书

地下室顶板计算书一、工程概况本工程地下室顶板位于地下一层，其主要功能为停车及设备用房。

地下室顶板的平面尺寸为_____m×＿____m，板厚为_____mm。

顶板上的覆土厚度为_____m，活荷载取值为_____kN/m²。

二、设计依据1、《建筑结构荷载规范》（GB 50009-2012）2、《混凝土结构设计规范》（GB 50010-2010）（2015 年版）3、《建筑抗震设计规范》（GB 50011-2010）（2016 年版）4、本工程的地质勘察报告5、相关的建筑及结构设计图纸三、荷载计算1、恒载顶板自重：＿____kN/m²覆土重：＿____kN/m²建筑面层重：＿____kN/m²2、活载考虑消防车荷载时，等效均布活荷载为_____kN/m²非消防车活载：＿____kN/m²四、内力计算1、计算模型采用有限元软件进行分析，单元类型选择_____。

边界条件：周边支座根据实际情况假定为_____。

2、计算结果弯矩计算结果：在不同工况下，最大正弯矩为_____kN·m/m，最大负弯矩为_____kN·m/m。

剪力计算结果：最大剪力为_____kN/m。

五、配筋计算1、正弯矩配筋根据混凝土强度等级_____和钢筋级别_____，计算出所需的受拉钢筋面积为_____mm²/m。

实际配筋选用_____，钢筋间距为_____mm，配筋面积为_____mm²/m。

2、负弯矩配筋同理，计算出负弯矩所需的受拉钢筋面积为_____mm²/m。

实际配筋选用_____，钢筋间距为_____mm，配筋面积为_____mm²/m。

六、裂缝验算1、计算方法按照规范要求，采用_____方法进行裂缝验算。

2、验算结果在最不利工况下，裂缝宽度最大值为_____mm，小于规范限值_____mm，满足要求。

地下车库顶板计算书

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、工程属性三、模板体系设计小梁间距l(mm) 300 小梁最大悬挑长度l1(mm) 250主梁最大悬挑长度l2(mm) 250 结构表面的要求结构表面隐蔽设计简图如下：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、面板验算面板类型覆面木胶合板面板厚度t(mm) 18面板抗弯强度设计值[f](N/mm2) 26 面板抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.4面板弹性模量E(N/mm2) 9000 面板计算方式三等跨连续梁W＝bh2/6=1000×18×18/6＝54000mm3，I＝bh3/12=1000×18×18×18/12＝486000mm4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)×0.35)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.35)+1.4×0.7×2.5] ×1=13kN/mq1静=0.9×[γG(G1k +(G2k+G3k)×h)×b] =0.9×[1.35×(0.1+(24+1.1)×0.35)×1]=10.795kN/mq1活=0.9×(γQφc Q1k)×b=0.9×(1.4×0.7×2.5)×1=2.205kN/mq2＝0.9×1.35×G1k×b＝0.9×1.35×0.1×1=0.122kN/mp＝0.9×1.4×0.7×Q1k＝0.9×1.4×0.7×2.5＝2.205kN正常使用极限状态q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.35))×1＝8.885kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×10.795×0.32+0.117×2.205×0.32＝0.12kN·m M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.122×0.32+0.213×2.205×0.3，0.1×0.122×0.32+0.175×2.205×0.3]＝0.142kN·mM max＝max[M1，M2]＝max[0.12，0.142]＝0.142kN·mσ＝M max/W＝0.142×106/54000＝2.625N/mm2≤[f]＝26N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×8.885×3004/(100×9000×486000)=0.111mm ν＝0.111mm≤[ν]＝L/250＝300/250＝1.2mm满足要求！五、小梁验算小梁类型方木小梁截面类型(mm) 100×50小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 20.2 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 2.02小梁截面抵抗矩W(cm3) 41.67 小梁弹性模量E(N/mm2) 9350小梁截面惯性矩I(cm4) 104.17 小梁计算方式三等跨连续梁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×(0.3+(24+1.1)×0.35)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.35)+1.4×0.7×2.5]×0.3=3.973kN/m因此，q1静＝0.9×1.35×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=0.9×1.35×(0.3+(24+1.1)×0.35)×0.3=3.311kN/mq1活＝0.9×1.4×0.7×Q1k×b=0.9×1.4×0.7×2.5×0.3＝0.661kN/m q2＝0.9×1.35 ×G1k×b=0.9×1.35×0.3×0.3＝0.109kN/mp＝0.9×1.4×0.7×Q1k＝0.9×1.4×0.7×2.5＝2.205kN计算简图如下：1、强度验算M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×3.311×12+0.117×0.661×12＝0.409kN·mM2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.109×12+0.213×2.205×1，0.1×0.109×12+0.175×2.205×1]＝0.478kN·mM3＝max[q1L12/2，q2L12/2+pL1]=max[3.973×0.252/2，0.109×0.252/2+2.205×0.25]＝0.555kN·mM max＝max[M1，M2，M3]＝max[0.409，0.478，0.555]＝0.555kN·mσ=M max/W=0.555×106/41670=13.311N/mm2≤[f]=20.2N/mm2满足要求！2、抗剪验算V1＝0.6q1静L+0.617q1活L＝0.6×3.311×1+0.617×0.661×1＝2.395kNV2＝0.6q2L+0.675p＝0.6×0.109×1+0.675×2.205＝1.554kNV3＝max[q1L1，q2L1+p]＝max[3.973×0.25，0.109×0.25+2.205]＝2.232kNV max＝max[V1，V2，V3]＝max[2.395，1.554，2.232]＝2.395kNτmax=3V max/(2bh0)=3×2.395×1000/(2×100×50)＝0.719N/mm2≤[τ]=2.02N/mm2满足要求！3、挠度验算q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.35))×0.3＝2.726kN/m挠度,跨中νmax＝0.677qL4/(100EI)=0.677×2.726×10004/(100×9350×104.17×104)＝1.894mm≤[ν]＝L/250＝1000/250＝4mm；悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=2.726×2504/(8×9350×104.17×104)＝0.137mm≤[ν]＝2×l1/250＝2×250/250＝2mm满足要求！六、主梁验算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)×0.35)+1.4×1.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.35)+1.4×0.7×1.5]×0.3＝3.781kN/mq1静＝0.9×1.35×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝0.9×1.35×(0.5+(24+1.1)×0.35)×0.3＝3.384kN/mq1活＝0.9×1.4×0.7×Q1k×b ＝0.9×1.4×0.7×1.5×0.3＝0.397kN/mq2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.35))×0.3＝2.786kN/m承载能力极限状态按三等跨连续梁，R max＝(1.1q1静+1.2q1活)L＝1.1×3.384×1+1.2×0.397×1＝4.199kN 按悬臂梁，R1＝3.781×0.25＝0.945kN主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6R＝max[R max，R1]×0.6＝2.519kN;正常使用极限状态按三等跨连续梁，R'max＝1.1q2L＝1.1×2.786×1＝3.064kN按悬臂梁，R'1＝q2l1=2.786×0.25＝0.696kNR'＝max[R'max，R'1]×0.6＝1.838kN;计算简图如下：主梁计算简图一主梁计算简图二2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m)主梁弯矩图二(kN·m)σ=M max/W=0.877×106/4490=195.325N/mm2≤[f]=205N/mm2 满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)主梁剪力图二(kN)τmax=2V max/A=2×5.076×1000/424＝23.944N/mm2≤[τ]=120N/mm2 满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)主梁变形图二(mm)跨中νmax=1.600mm≤[ν]=1000/250=4mm悬挑段νmax＝1.305mm≤[ν]=2×250/250=2mm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R1=7.519kN，R2=8.268kN，R3=9.273kN，R4=5.169kN图二支座反力依次为R1=6.293kN，R2=8.821kN，R3=8.821kN，R4=6.293kN七、可调托座验算荷载传递至立柱方式可调托座可调托座承载力容许值[N](kN) 30满足要求！八、立柱验算剪刀撑设置加强型立柱顶部步距h d(mm) 1200200 顶部立柱计算长度系数μ1 1.386立柱伸出顶层水平杆中心线至支撑点的长度a(mm)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顶部立柱段：l01=kμ1(h d+2a)=1×1.386×(1200+2×200)=2218mm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)×0.35)+1.4×1]×0.3 = 3.763kN/m同上四～六步计算过程，可得：R1＝7.489kN，R2＝8.786kN，R3＝9.236kN，R4＝6.268kN顶部立柱段：l01=kμ1(h d+2a)=1.155×1.386×(1200+2×200)=2561.328mmλ1=l01/i=2561.328/15.9=161.09查表得，φ＝0.271不考虑风荷载:N1 =Max[R1，R2，R3，R4]/0.6=Max[7.489，8.786，9.236，6.268]/0.6=15.394kN f＝N1/(ΦA)＝15394/(0.271×424)＝133.973N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！非顶部立柱段：l0=kμ2h =1.155×1.755×1500=3040.537mmλ=l0/i=3040.537/15.9=191.229查表得，φ1=0.197不考虑风荷载:N=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×γG×q×H=Max[7.489,8.786,9.236,6.268]/0.6+1×1.2×0.15×4.6 =16.222kNf=N/(φ1A)＝16.222×103/(0.197×424)=194.21N/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=4.6/6.6=0.697≤3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！十、立柱支承面承载力验算11、受冲切承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表h t0u m =2[(a+h0)+(b+h0)]=2320mmF=(0.7βh f t+0.25σpc，)ηu m h0=(0.7×1×1.115+0.25×0)×1×2320×380/1000=688.089kN≥F1=16.222kN m满足要求！2、局部受压承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6.1条规定，见下表c cβl=(A b/A l)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(600)×(600)/(200×200)]1/2=3，A ln=ab=40000mm2F=1.35βcβl f c A ln=1.35×1×3×11.154×40000/1000=1806.948kN≥F1=16.222kN 满足要求！。

结构计算书

结构设计计算书项目名称：涡阳时代广场人防地下车库建设单位：安徽和景房地产开发有限公司设计单位：华优建筑设计院日期：2010年9月一、概述本工程战时用途为物资库，平时用途为汽车库;人防工程防护等级为常6级。

二、荷载计算：1.顶板：顶板上覆土重量:0.9m X20=18K N/ m2顶板自重：0.3m X25=7.5K N/ m2顶板上活荷载:5K N/ m2顶板上人防荷载：40K N/ m2顶板上消防车荷载：20K N/ m2附简图附图1：顶板荷载平面图：附图2:平时荷载顶板弯矩图附图3：平时荷载顶板计算配筋图附图4：平时荷载顶板裂缝宽度图附图5:平时荷载顶板梁梁截面设计弯矩包络图附图6：平时荷载顶板梁截面设计剪力包络图附图7：平时荷载顶板梁各截面主筋包络图附图8：平时荷载顶板梁各截面箍筋包络图附图9：战时荷载顶板弯矩图附图10：战时荷载顶板计算配筋图附图11：战荷载顶板梁梁截面设计弯矩包络图附图12：战时荷载顶板梁截面设计剪力包络图附图13：战时荷载顶板梁各截面主筋包络图附图14：战时荷载顶板梁各截面箍筋包络附图15：顶板消防荷载平面图：附图16:平时消防荷载顶板弯矩图附图17：平时消防荷载顶板计算配筋图附图18:平时消防荷载顶板梁梁截面设计弯矩包络图附图19：平时消防荷载顶板梁截面设计剪力包络图附图20：平时消防荷载顶板梁各截面主筋包络图附图21：平时消防荷载顶板梁各截面箍筋包络图2.抗浮验算：根据地质报告（安徽建筑工业学院岩土工程勘察研究院提供）抗浮水位取室外地坪下1m，则水浮力约为：40.5K N/ m2顶板上覆土重量:0.9m X20=18K N/ m2顶板自重：0.3m X25=7.5K N/ m2底板自重：0.35x25=8.75K N/ m2地下室侧墙、柱自重：5K N/ m2地下室底板向外设1m宽抗浮挑板：6K N/ m2总计：45K N/ m240.5x1.1=44.55<45K N/m2满足抗浮要求。

人防工程顶板梁模板支撑设计计算书

人防工程顶板梁模板支撑设计计算书梁段:人防井字梁。

一、参数信息1.模板支撑及构造参数梁截面宽度B(m):0.50；梁截面高度D(m):1.05混凝土板厚度(mm):0.25；立杆纵距（沿梁跨度方向间距）La(m):1.00；立杆上端伸出至模板支撑点长度a(m):0.10；脚手架步距(m):1.50；梁支撑架搭设高度H(m)：7.10；梁两侧立柱间距(m):1.00；承重架支设:多根承重立杆，木方支撑垂直梁截面；梁底增加承重立杆根数:2；立杆横向间距或排距Lb(m):1.00；采用的钢管类型为Φ48×3.50；扣件连接方式:双扣件，考虑扣件质量及保养情况，取扣件抗滑承载力折减系数:0.80；2.荷载参数模板自重(kN/m2):0.35；钢筋自重(kN/m3):1.50；施工均布荷载标准值(kN/m2):2.5；新浇混凝土侧压力标准值(kN/m2):18.0；倾倒混凝土侧压力(kN/m2):2.0；振捣混凝土荷载标准值(kN/m2):2.03.材料参数木材品种：柏木；木材弹性模量E(N/mm2)：10000.0；木材抗弯强度设计值fm(N/mm2)：17.0；木材抗剪强度设计值fv(N/mm2)：1.7；面板类型：胶合面板；钢材弹性模量E(N/mm2)：210000.0；钢材抗弯强度设计值fm(N/mm2)：205.0；面板弹性模量E(N/mm2)：9500.0；面板抗弯强度设计值fm(N/mm2)：13.0；4.梁底模板参数梁底模板支撑的间距(mm)：300.0；面板厚度(mm)：18.0；5.梁侧模板参数主楞间距(mm)：500；次楞间距(mm)：300；穿梁螺栓水平间距(mm)：500；穿梁螺栓竖向间距(mm)：300；穿梁螺栓直径(mm)：M12；主楞龙骨材料：木楞,，宽度60mm，高度80mm；主楞龙骨材料：木楞,，宽度40mm，高度60mm；二、梁模板荷载标准值计算1.梁侧模板荷载强度验算要考虑新浇混凝土侧压力和倾倒混凝土时产生的荷载；挠度验算只考虑新浇混凝土侧压力。

地下车库人防工程计算书

一、工程概况本工程为--地下车库人防工程，位于--，人防建筑面积--㎡。

本工程为结建式甲类人防工程，建于地下一层，平时功能为地下停车库，战时为两个二等人员掩蔽所，共掩蔽--人。

防护抗力等级为核6级，常6级，防化等级为丙级。

二、战时主体通风量计算1、战时二等人员掩蔽所设请洁式、滤毒式和隔绝式三种通风方式，通风方式转换采用集中控制。

战前为清洁式通风，当室外空气受到核生化武器污染后，转入滤毒式防护通风或隔绝式防护。

二等人员掩蔽所通风标准：清洁式通风新风量：5—7m3/h人取Am3/h人滤毒式通风新风量：2—3m3/h人取Bm3/h人隔绝防护时间：t≥3小时隔绝式通风时二氧化碳允许浓度C≤2.5%主要出入口防毒通道换气次数：k≥--次。

以防护单元一为例：①战时清洁式通风送风量：Lj= E×A=--m3/h②战时清洁式通风排风量：Lp=--X--=-- m3/h经校核，进排风量差值不大于滤毒通风时工程超压漏风量。

③按掩蔽人数所求得的战时滤毒式进风量：LR=EXB=Nm3/h④最小防毒通道换气次数需要风量。

（1）最小防毒通道体积计算V=M.H=--×--=--m3M——最小防毒通道面积m2H——最小防毒通道净高m（2）最小防毒通道需要的换气风量L=V×n=--×--=--m3/hV=最小防毒通道体积m3N=换气次数取--⑤工程漏风量据规范规定，工程漏风为清洁区的--%。

Ll=--X--X--X--=--m3/hLH=--+--=--m3＜Nm3/h，故战时滤毒式进风量取Nm3/h⑥滤毒式排风量（N---）=M m3/h＞--m3/h ，排风量为M m3/h，满足规范要求.二等人员掩蔽所战时通风量见下表：2、设备选择由规范知，核爆地面冲击波超压设计值为1.2MPa时，作用在活门上的空气冲击波超压值2.4Mpa，据此，消波系统选择悬摆活门，除尘设备选用油网滤尘器，滤毒设备选择过滤吸收器。