带上盖物业地铁车辆段盖板结构耐火性能研究

张新 ，罗俊礼 ，徐志胜，倪天晓 ，彭锦志 ，谢宝超

(1. 中南大学 防灾科学与安全技术研究所，湖南 长沙 410075；2. 长沙科锐消防工程技术有限公司，湖南 长沙 410007；3. 湖南广播电视大学，湖南 长沙 410004)

为了缓解土地资源紧缺的压力，国内多地对地铁车辆段上部设置盖板进行物业开发。某地铁车辆段拟设上盖开发，盖板范围主要为盖下有轨道覆盖的区域，面积约8.5 hm2。盖板下部地铁车辆段属于市政公用交通设施，盖板上部属于民用建筑，对于这种盖上、盖下不同建筑性质垂直功能叠加的建筑形式，现行国家防火规范尚未有明确的设计依据可循。车辆段进行上盖物业开发时，考虑两者体量大、火灾扑救难度大、火灾延续时间长，结构修复有难度，直接影响厂房的工作和线路运营，因而有必要要求其结构柱、承重梁及分隔楼板的耐火极限在现行国家标准的基础上进行加强。目前比较通用的设计方法是采用增大主要构件的尺寸厚度及增加保护层厚度来提高耐火极限。实际上，测定建筑构件耐火极限最为可信的方法是根据国家标准开展相关试验，但是耐火试验周期长、费用高，难以大量重复进行。因而火灾情况下，这种叠加建筑形式中的主要受力构件的抗火性能，是亟需研究解决的问题[1]。楼板是火灾过程中结构最薄弱的部位，这主要是因为楼板厚度较小，钢筋保护层厚度也较薄。近年来国内外学者开展了一系列关于钢筋混凝土板式结构耐火性能研究的工作，但是这些研究大多都是针对普通民用建筑来设计的，其楼板厚度较小(≤150 mm)，所受荷载也远不及地铁车辆段的盖板结构[1−2]。目前关于车辆段与上盖物业分隔楼板耐火性能试验的研究报道较少。

1 结构防火设计

《地铁设计防火规范》(报批稿)[3]指出，车辆段建筑的上部不宜设置其他使用功能的场所或建筑，确需设置时应确保车辆段与其他功能场所之间采用耐火极限不低于3.00 h的楼板分隔。北京市地方标准《城市轨道交通工程设计规范》DB11/995—2013[4]指出，车辆综合基地的厂房上部进行物业开发时，厂房与物业开发的分隔楼板以及其他承重构件的耐火极限应在国家标准《建筑设计防火规范》GB 50016—2014一级耐火等级的基础上提高 0.50 h。《建筑设计防火规范》[5]附录中列举出了各种建筑构件不同耐火极限所对应的构件最小截面尺寸或厚度。对于承重柱、承重墙的耐火极限可在此找到依据：如截面尺寸370 mm×370 mm 的现浇钢筋混凝土柱，耐火极限可以满足5.00 h，而对于楼板，规范给出的楼板耐火极限最长为2.65 h。由此可见，近年的国家和地方规范对此类分隔盖板主要构件的耐火极限都提出了一定要求，但是并没有明确具体构件的耐火时间和设计措施。

1.1 承重梁、柱、墙的耐火极限和设计措施

综合参考上述规范，结合国内已有工程案例，针对盖板结构的主要构件，拟采取如下耐火极限设计要求及设计措施：

1) 盖下停车库与上盖物业的分隔构件结构梁、墙体其耐火极限应不低于3.00 h。支撑上部结构的承重柱其耐火极限应不低于4.00 h。盖上盖下分隔楼板的耐火极限应不低于3.00 h。

2) 钢筋混凝土柱截面短边尺寸宜大于350 mm(应不小于300 mm)；满足3.00 h耐火极限的承重墙其最小厚度为150 mm；现浇钢筋混凝土结构梁的钢筋保护层厚度应适当增加，不应小于45 mm。

1.2 分隔楼板的耐火极限和设计措施

《建筑设计防火规范》GB50016—2014中给出的楼板和屋顶承重构件的耐火极限最大值为 2.65 h，对应的现浇整体式梁板尺寸为板厚120 mm，保护层厚度20 mm。显然，这个厚度值对于承受荷载较大的盖板结构偏不安全，但是现行标准规范中又找不到对应于 3.00 h耐火极限的楼板厚度的设计措施。

为此，作者对近年来国内车辆段上盖开发建筑结构的耐火极限进行调研分析，表1列举出了各项目上盖结构分隔楼板耐火极限的设计要求及设计措施，具体参数见表1。

从表1可以看出，目前实际工程中车辆段与上盖物业分隔楼板要满足不小于3.00 h的耐火极限，其厚度都在170~300 mm，保护层厚度在20~45 mm之间。参考以上工程案例和实际荷载情况，拟定某车辆段项目中盖板结构厚度尺寸：楼板最薄处厚度为170 mm；上设车道活荷载较大的部位，楼板厚度取250 mm；保护层厚度均为25 mm。

表1 盖板结构主要构件的耐火极限表Table 1 Fire resistance list of the main members in cover plate

由于没有规范数据可直接参考，根据工程经验拟定的盖板结构设计方案是否能满足耐火极限的要求，很难定论。为此有必要进行理论分析计算，以验证盖板结构的梁和楼板的设计措施是否可行。

1.3 耐火极限判定准则

在标准耐火试验条件下，建筑构件、配件或结构从受到火的作用时起，至失去承载能力、完整性或隔热性时止所用时间，3个判定准则达到一项即认为达到耐火极限。

1)失去承载能力：构件在受火过程中失去支承能力或抗变形能力，适用于梁、柱、屋架等承重构件。2)失去隔热性：试件背火面测温点平均温升达140 ℃；或者试件背火面任一点温升达220 ℃；适用于分隔构件。3)失去完整性：受火过程中出现穿透性裂缝或穿火孔隙，适用于分隔构件。

对于轨道交通车辆段与上盖物业之间的分隔楼板，其耐火极限需符合国家标准针对梁和承重水平分隔构件的要求，达到耐火极限的判定依据为失去承载能力或者隔热性。

2 结构耐火极限理论计算

2.1 计算构件选取原则

抗火验算时建筑结构耐火性能计算有 3种方法：整体结构计算模型、子结构计算模型和单一构件计算模型。《建筑钢结构防火技术规范》(CECS 200:2006)和《建筑混凝土结构耐火设计技术规程》(DBJ/T 15—81—2011)规定，对于高度大于 100 m的高层建筑结构宜采用整体计算模型进行结构的抗火计算，单层和多层建筑结构可只进行构件的抗火验算。该工程车辆段与物业开发属多层建筑，可采用只针对构件的抗火计算模型。根据常温下外荷载分布、内力分布、截面尺寸、配筋等资料，按照最不利原则选取构件进行计算。对于梁、板构件，在厚度和配筋相同的条件下，选取常温下内力较大的构件进行计算。按照此选取原则，分别在B1和B6区各选取一块楼板进行分析计算，如图1所示。

楼板F1位于B1区，长4.8 m，宽4.6 m，厚0.17 m，承受恒载标准值17.2 kN/m2，活载标准值15 kN/m2；楼板F2位于B6区，长12.05 m，宽4.4 m，厚0.25 m，此处为消防车道和施工车道，承受恒载14.25 kN/m2，活载35 kN/m2。板底筋、面筋双向采用Φ10@200钢筋拉通。

图1 车辆段盖板分区Fig. 1 Partition plates of the cover plate

梁 A位于 B1区，长 12.6 m，截面尺寸 0.5 m×1.2 m，承受均布荷载作用，最大弯矩为1 508.9 kN·m，是B1区应用最多且承受荷载较大的梁，也是相同截面尺寸跨度最大的梁之一。梁A布筋采用Φ8 mm@100/200箍筋，上部筋采用4Φ25 mm通长筋，底部采用11Φ25 mm受力筋。

梁B也位于B1区，长16.75 m，截面尺寸为0.8 m×1.4 m，承受集中荷载与均布荷载的共同作用，跨中最大弯矩值7 335 kN·m，端部最大弯矩值−7 086 kN·m，是B1区承受荷载最大的梁，也是相同截面尺寸跨度最大的主梁。梁 B布筋采用Φ12 mm@100/200箍筋，上部筋采用10Φ28 mm通长筋，底部采用29Φ32 mm受力筋。

2.2 有限元分析模型

根据结构耐火极限理论，借助 ABAQUS有限元分析软件，建立数值计算模型，采用顺序热力耦合的方法进行非线性有限元分析。物理模型包括火灾升温模型与结构分析模型：首先建立构件热分析有限元模型，模拟ISO 834标准升温曲线作用下构件内的瞬态温度场；然后建立构件力学分析模型，包括2个分析步，第1个分析步，计算常温下构件在偶然组合荷载作用下的力学行为，第2步导入热分析得到的构件温度场，再计算构件在温度逐渐升高时构件的力学行为[6]。

为了确保构件划分单元后，钢筋和混凝土的相对位置与实际一致，在构件受力筋的位置进行了剖切。热分析和力学分析有限元模型的单元划分完全一致，单元尺寸区间50~100 mm。热分析时混凝土采用三维一阶实体热传导单元DC3D8，钢筋采用三维一阶桁架热传导单元DT3D2，混凝土和钢筋之间采用 tie约束。力学分析时混凝土采用缩减积分实体单元C3D8R，钢筋采用桁架单元T3D2，混凝土和钢筋之间采用embedded约束[7−8]。

热分析边界条件：火灾发生时，火灾与构件的热量传递方式为热辐射和热对流。由于火灾升温模型采用ISO 834标准升温曲线，构件周围流体的温度已知，因此构件热分析的边界条件为第3类边界条件。根据EC2规范，构件受火面的对流换热系数取为 25 W/(m2·K) ，热辐射系数取 0.7，背火面的对流换热系数取为 9 W/(m2·K)(不再考虑背火面的辐射)。通过等效曝火时间概念，近似考虑室内火灾荷载、通风参数、建筑热工参数等对火灾升温的影响。

材料的高温性能包括各种热工性能、力学性能参数都根据国家现行结构设计规范取值。高温下混凝土、钢筋的应力—应变关系根据欧洲规范EC2 取值。承重柱采用C50混凝土，梁、板采用C30混凝土，钢筋均为HRB400级。

荷载和约束条件：火灾下的荷载组合是一种偶然组合，根据《建筑钢结构防火技术规范》，荷载组合采用准永久组合和频遇组合的较大值，火灾时结构所受外荷载组合效应可偏安全地取 Sm=γ0T(SGk+SOk)，SGk为恒载标准值，SOk为活载标准值，γ0T为结构重要性系数。由于火灾下的荷载组合为偶然组合，根据现行国家标准《建筑结构荷载规范》的规定，对于耐火等级为一级的建筑结构抗火重要性系数取1.15。构件的约束条件按照实际情况确定。欧洲规范规定，进行构件耐火性能分析时，构件的边界条件可取受火前的边界条件，并在受火过程中保持不变。

几个假定：1)假定盖下停车场火灾不会蔓延至上盖物业，只考虑梁、楼板单面受火的情况；2)假定受火过程中，构件承受荷载保持不变；3)假定受火面混凝土未发生剥落、裂缝、爆裂等现象。

2.3 温度场分析

楼板F1受火3.00 h时的温度场(受火面、底筋、中间层、面筋和背火面温度随时间的变化曲线)如图2(a)所示。受火面温度达到1 089 ℃，背火面温度为131 ℃。受火面温度上升较快，1.00 h后的温度只比火场温度略低，之后接近火场温度。板底钢筋受火3.00 h时温度达到669 ℃，此时钢筋的极限强度急剧下降不到常温下的40%。背火面钢筋受火3.00 h时温度为157 ℃，力学性能基本不受影响。

楼板F2受火3.00 h时，受火面温度同楼板F1；由于楼板F2截面较F1厚，背火面温度为59 ℃；板底钢筋温度发展速度趋势与楼板 F1近似，如图2(b)所示。

图2 楼板F1和F2重要节点的升温曲线Fig. 2 Temperature-rise curve of important nodes for slab F1 and slab F2

梁A受火3.00 h时的温度场如图3(a)所示，受火面温度达到1 105 ℃，背火面温度为34 ℃。底筋受火在大约2.00 h时温度达到了400 ℃，受火3.00 h时温度达到530 ℃，此时钢筋的极限强度急剧下降。顶面钢筋受火3.00 h时的温度不到200 ℃，力学性能基本不受影响。

梁B受火3.00 h时如图3(b)所示，受火面温度同样达1 105 ℃，但由于梁截面较高，背火面温度仅为21 ℃只升高1 ℃。底钢筋受火3.00 h时温度达到400 ℃左右，钢筋的极限强度下降明显。

图3 梁A和B重要节点升温曲线Fig. 3 Temperature-rise curve of important nodes for beam A and beam B

2.4 单、双向板的热应力场及薄膜效应分析

研究表明，钢筋混凝土板的实际极限承载力大于按塑性铰线理论计算的结果，其原因归结于楼板内的薄膜效应。根据产生机理的不同，薄膜效应分为受压薄膜效应和受拉薄膜效应2种。近年来火灾研究发现：钢筋混凝土楼板的薄膜效应对防止结构的倒塌破坏起着重要作用，尤其是大变形下产生的受拉薄膜效应对维持火灾下板的承载力起到了关键作用[9−11]。

楼板F2的长边与短边比接近3，板呈现出典型的单向板特征；楼板F1长宽比接近1，属于典型的双向板。不同受力特点的2种板，其受火时力学行为是否有差异，楼板的长宽比对于薄膜效应是否存在影响，以下将通过对楼板F1和F2的热应力场分析来比较研究。

单向板 F2的钢筋在火灾前、后的应力如图 4所示。常温下沿短边方向，底板钢筋端部受压，中间受拉，顶面钢筋拉压状态与底板一致；此时钢筋和混凝土协同工作，钢筋所受应力比较小。高温时，在材料劣化和热膨胀的共同作用下，板内形成了“拱”效应，在“拱”的作用，板短边边缘处产生水平推力，致使板中心的压应力值增加。受火3.00 h时板F2挠度值为35.9 mm，小于正常使用状态限值(L/300，L＞9 m)，构件尚未进入大变形状态。此时底板筋全部承受压应力，顶板中心钢筋压应力值更大，仅短边边缘存在少量拉应力区，混凝土板F2产生了受压薄膜效应。

双向板 F1的钢筋在受火前、后的应力如图 5所示。常温下板中心受拉，四周边缘受压，钢筋和混凝土共同工作，钢筋所受拉、压应力都较小。随着结构温度升高，混凝土材料劣化，外荷载主要由钢筋来承担，钢筋应力增大。由于“拱”的作用，类似单向板 F2，F1先发生了受压薄膜效应；随温度继续上升，板挠度继续增大，板内“拱”的作用逐渐减小，受压薄膜效应逐渐消失，板中心区域的应力由压变为拉，并进一步增大，板四周钢筋压应力也相应增大，并连接成压力环，为板内的受拉钢筋网提供锚固支承，此过程即为受拉薄膜效应。

图4 板F2钢筋受火前后应力云图Fig. 4 Stress nephogram of steel in plate F2 before and under fire

图5 板F1钢筋受火前后应力云图Fig. 5 Stress nephogram of steel in plate F1 before and under fire

受火3.00 h时，F1底筋的温度达到669 ℃，极限强度大幅降低，最大应力只有74 MPa；而面筋的温度不高，强度基本无损失，其所受应力增加较大。受火3.00 h时，板F1的挠度值为246.7 mm，显然超过了正常使用状态限值(L/200，L<7 m)，构件处于大变形状态。

综上所述，受压薄膜效应一般产生于混凝土板挠度较小的情况，而受拉薄膜效应则出现在混凝土板挠度超过了正常使用极限状态的情况，即大变形状态。楼板长宽比对薄膜效应有明显影响，双向板比单向板的薄膜效应发生更早也更明显。

3 抗火性能分析预测及耐火极限判断

3.1 构件厚度与背火面温升的预测

为了研究构件沿温度梯度方向的厚度和背火面温升的关系，绘制出了楼板F1和F2，梁A和梁B的散点数据，如图6所示。这些数据点呈有规律的单调递减分布，可以采用某一函数模型来进行回归分析。根据导热定律和一维导热方程可以推论：导热量等其他参数一定时，物体温升与传导媒介长度成反比。根据数据的走向，选定式(1)幂函数形式。

式中：y是背火面温升；变量x是构件沿温度梯度方向的厚度；参数k和n是拟合常数(n 拟取值1，2和3，试算选优)。

图6 沿温度梯度方向构件的厚度与背火面温升的关系Fig. 6 Relationship between the thickness along temperature gradient and the temperature rise of back-fire surface

图7 构件最大挠度随受火时间的发展Fig. 7 Maximum deflection of components developed with time under-fire

通过回归分析和试算，确定了拟合常数k和n的取值，得到拟合曲线方程，如式(2)

相关系数 R2是判断回归方程对样本拟合程度的指标，此处相关系数R2=0.981，表明拟合公式与散点数据符合很好。式(2)的曲线方程可以用于预测不同厚度的构件受火3.00 h后背火面的温升情况。

由拟合曲线的线型走势可以看出，构件厚度对背火面温升影响十分显著，尤其当构件厚度小于170 mm以后，随着厚度减小，背火面温升几乎呈直线增长。根据式(2)的方程计算，当构件厚度小于150 mm时，背火面温度升高超过140 ℃，构件失去绝热性能达到耐火极限，如图6所示。由于数值模型建立时未考虑受火面混凝土发生剥落、爆裂、钢筋外露等加速达到耐火极限的因素，为了保证结构的安全，建议沿温度梯度方向构件厚度最小取值为170 mm。

3.2 高温变形及稳定性极限准则

楼板F1，楼板F2，梁A和梁B的最大挠度随受火时间的发展情况如图7所示。由图7可知，楼板 F1挠度最大，也发展最快；所有构件的挠度都未超过最大挠度限值L2/(400 h)，楼板F1的挠度虽超过 L/30，但其最大变形速率仅为 2.5，小于 L2/(9 000 h) (mm/min)的速率限值，如图8所示。根据受弯构件变形极限判断标准，所有构件都能满足3.00 h的稳定性极限要求。

受火3.00 h时，板F1的最大挠度值为246.7 mm，超过了正常使用状态限值(L/200，L<7m)，构件处于大变形状态。楼板F2受火3.00 h时挠度最大值为35.9 mm，小于正常使用状态限值(L/300，L＞9 m)，构件尚未达到大变形状态。受火3.00 h时，主梁A的最大挠度值为61.7 mm，主梁B最大挠度值为137.2 mm，都未达到大变形状态。

3.3 耐火极限判断

某车辆段上盖板具有代表性的楼板、主梁的耐火性能参数及计算结果见表2~3。受火3.00 h时所有构件背火面温升都没有超过140 ℃，满足耐火极限中绝热性的要求。所有构件受火3.00 h的挠度和变形速率都未超过承载力极限状态的挠度限值，满足稳定性要求。由以上分析综合判断，楼板和主梁的设计措施均能满足3.00 h耐火极限的要求。

表 2 楼板耐火极限计算结果(历火3.00 h)Table 2 Fire resistance calculation results of slabs (3.00 h under fire)

表3 梁耐火极限计算结果(历火3.00 h)Table 3 Fire resistance calculation results of beams (3.00 h under fire)

4 结论

1) 受火3.00 h时单向板F2挠度较小，发生受压薄膜效应；双向板 F1产生了大变形，受压薄膜效应转变为受拉薄膜效应。楼板的长宽比对薄膜效应有明显影响，双向板比单向板的薄膜效应出现更早更明显。

2) 通过回归分析，得到背火面温升与沿温度梯度方向厚度的关系曲线，可以用于预测计算不同厚度的混凝土构件受火3.00 h时的背火面温升，从而判断其隔热性极限。

3) 盖板结构上部承受荷载较大，为满足其耐火极限要求，钢筋混凝土构件沿温度梯度方向的厚度取值不应小于170 mm。如果设计参数低于该值，则需进一步开展耐火试验验证。通过理论计算，验证了该工程中盖板结构的梁和楼板的设计措施都能满足3.00 h耐火极限的要求。

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