強震下不同站橋組合體系抗震性能對比研究

焦馳宇，任 超，劉能文，秦永剛，程冕洲

（1.北京建筑大學工程結構與新材料北京市高等學校工程研究中心，北京 100044；2.北京建筑大學未來城市設計高精尖創新中心，北京 100044；3.北京建筑大學大型多功能振動臺陣實驗室，北京 100044；4.北京市市政工程設計研究總院有限公司，北京 100082；5.中國建筑設計研究院有限公司，北京 100044）

引言

近年來，隨著中國交通建設快速發展，城市軌道交通運營總長度迅速增長。截止2021 年，軌道交通運營里程達8736 km［1］。這些導致城市核心區域可利用建設用地日益緊張，建設者須對有限的空間資源進行高效整合利用，以期獲得更好的城市開發綜合效益，因而軌道交通的發展趨于立體化，站橋組合體系逐漸成為城市軌道交通建設的首選。

中國大量區域位于亞歐板塊和太平洋板塊交接地帶，地震異常活躍。橋梁作為交通線的重要組成部分，在地震災害發生時要求使用功能不受影響或有限受損但可盡快恢復使用。同時現有規范［2-3］表明，普通地鐵車站結構屬于抗震設防烈度為乙類的重要公共建筑，往往人員密集，在地震等災害發生時應確保結構安全，保證人員疏散和逃生，其抗震安全尤為重要。采用不同站橋組合體系的結構形式因土、地鐵、橋梁結構間傳力路徑不明確，其在強震作用下是否產生橋梁與地鐵結構間的動力耦合作用尚不清楚。因此結構損傷位置和損傷程度難以綜合判斷，其抗震性能成為設計中亟待解決的研究命題。

近年來國內外對站橋組合體系抗震性能研究已經取得了一定的進展。陳雷等［4］對站橋合一結構進行了數值模擬分析，發現地鐵站與橋梁合建會導致橋梁基頻減小，橋梁內力分配模式也會隨之改變；董城等［5］對某輕軌鐵路站橋整體結構進行數值模擬分析，提出在分析時要充分考慮站橋組合結構荷載組合的特殊性，以保證結構安全性；倪永軍等［6］基于有限元軟件MIDAS/Civil 與SAP2000 建立了某站橋合一結構的數值模擬簡化模型，驗證了其合理性和可靠性，并對站橋合一結構的塑性評估方法做了比較分析；Zhao 等［7］對某站橋合一結構進行縮尺振動臺試驗，并根據結構在不同烈度振動下的損傷提出了一種結構抗震性能評估方法；王軼等［8］在自振特性分析的基礎上，采用反應譜法和時程分析法分別研究站橋合一結構在小震、中震及大震作用下的動力響應；郭向榮等［9］對某一高架車站橋梁動力響應的影響參數進行研究分析，并對減小車站結構的站臺層和站廳層動力響應提出了合理建議；李靜園［10］根據實際工程對某站橋合一結構進行靜力與動力分析，并對該結構設計提出相關建議；李忠獻等［11］的研究表明，按照現行抗震設計規范設計的車站-橋梁結構組合體系在地震作用下安全性較低，提出在這種組合體系的抗震設計中必須按照組合體系所在地的地震動參數對組合體系進行整體時程分析；董沂鑫等［12］分析了站橋分離結構中地鐵車站主要構件的受力特點，在此基礎上提出了一種站橋分離結構設計方案；胡顯鵬［13］設計了一種新型站橋分離結構用于實際工程，有限元分析結果表明該結構安全可靠，傳力路徑清晰。

綜上所述，國內外關于站橋組合體系多限于對某種典型結構在彈性階段開展靜、動力分析研究，往往缺乏在綜合考慮墩柱非線性和基礎摩擦滑移非線性相互影響下，針對不同結構體系的抗震性能的對比研究。

基于此，本文依托某工程結構項目，分別建立站橋合一結構與站橋分離結構的三維非線性動力有限元模型，綜合考慮了橋墩非線性力學行為及站橋分離結構中橋梁擴大基礎在地鐵頂面砂石墊層上的滑移過程，在此基礎上采用時程分析法對比分析兩種結構形式各主體受力構件的抗震性能與損傷破壞機理。

1 工程概況

本次站橋組合體系研究以某地鐵車站及上部橋梁結構為研究對象。下部地鐵車站為雙柱三跨地下雙層框架結構，車站長度140.80 m，寬24.70 m（8.35 m+8 m+8.35 m），高15.64 m（底層高8.51 m，上層高7.13 m），采用C40 混凝土。地鐵站主體采用明挖法施工，每層地鐵站間設置雙排支撐柱，支撐柱為圓形鋼筋混凝土結構。上部橋梁結構長127.19 m（36.24 m+54.71 m+36.24 m），寬17.00 m。橋梁上部結構為兩聯三跨變截面連續鋼箱梁，采用Q345鋼材；下部結構為雙柱系梁墩，采用C40 混凝土。實際結構中橋梁存在縱坡、墩高不等的情況。本文考慮主橋部分共有4 根橋墩，每個橋墩下端設置擴大基礎，坐落于車站頂板之上。其中最低墩及最高墩與主梁通過活動支座連接，下稱活動墩；次低墩及次高墩與主梁通過固定支座連接，下稱固定墩。橋墩下設置擴大基礎，并通過級配砂石墊層與地鐵站頂板接觸，將上部橋梁荷載分散后傳遞至下部結構。主體結構縱斷面和橫斷面圖分別如圖1，2 所示。

圖1 主體結構縱斷面圖（單位：mm）Fig.1 Vertical section of main structure（Unit：mm）

圖2 主體結構橫斷面圖（單位：mm）Fig.2 Cross section view of main structure（Unit：mm）

2 有限元計算模型

2.1 模型建立

站橋合一結構與站橋分離結構，其區別在于橋梁擴大基礎與地鐵站頂板連接方式不同。如圖3，4所示，站橋合一結構車站頂板和橋梁基礎固結，相當于組合梁結構，橋墩通過承臺直接將內力傳至地鐵車站頂板與支撐柱；站橋分離結構中下部車站與上部橋梁分離，兩者間通過砂石墊層接觸，層間剪力以摩擦力的形式傳遞。

圖3 站橋合一結構示意圖Fig.3 Structural diagram of station bridge integration

圖4 站橋分離結構示意圖Fig.4 Structural diagram of station bridge separation

采用通用有限元分析軟件MIDAS/Civil 建立站橋合一結構與站橋分離結構的三維非線性有限元動力學模型，如圖5 所示。為了方便計算，模型只考慮地鐵和橋梁的主體受力結構，忽略了引橋及車站內部附屬結構構件及其與相鄰結構的相互作用等因素的影響。

圖5 站橋組合體系有限元模型Fig.5 Finite element model of station bridge composite system

本次數值模擬中材料具體參數如表1 所示。橋梁結構的主梁、橋墩以及地鐵站結構的橫梁、縱梁和地鐵柱采用梁單元進行模擬；地鐵站結構與橋梁擴大基礎具有顯著的空間效應，對地鐵站樓板、墻體以及擴大基礎采用板單元模擬［14］。

表1 材料參數Tab.1 Material parameters

在地鐵車站側墻和底板對稱布置“土彈簧”以模擬土體與結構間的相互作用，所有“土彈簧”在整體坐標系下，設置SDx，SDy，SDz方向的剛度，結合實際工程土層性質，采用《公路橋涵地基與基礎設計規范》中的m 法進行“土彈簧”剛度計算，具體如表2所示。

表2 “土彈簧”剛度參數Tab.2 Stiffness parameters of “Soil spring”

同時在橋墩采用非線性纖維梁柱單元模擬橋墩在地震中的非線性力學行為，塑性鉸布置及截面纖維分割如圖6 所示。

圖6 塑性鉸示意圖Fig.6 Schematic diagram of plastic hinge

地鐵車站為地下結構，受力分布較為復雜，本次研究在數值模擬時考慮地鐵車站最不利荷載情況，如圖7 所示，在地鐵車站結構頂板施加均布面荷載模擬上部覆土壓力，在側墻施加三角形分布面荷載模擬土壓力，在中板施加人群及設備均布面荷載。在上述荷載作用下，考慮恒載受力情況；考慮中板及頂板附加荷載在地震中產生的慣性力對結構的影響，在時程分析中將該部分附加荷載等效為附加質量，如表3 所示。

表3 地鐵車站荷載Tab.3 Metro station load

圖7 地鐵車站荷載示意圖Fig.7 Load diagram of metro station

2.2 墊層模擬

站橋合一結構與站橋分離結構區別在于橋梁擴大基礎與地鐵站頂板連接方式不同。站橋合一結構中地鐵站與橋梁為一整體，橋梁擴大基礎與車站頂板間相互作用通過固定連接方式模擬。

站橋分離結構中橋梁與地鐵車站間通過砂石墊層接觸，其力學行為符合庫倫摩擦力學假定，即在基礎發生滑移之前，全部水平地震力通過砂石墊層以靜摩擦力的形式在橋梁結構與地鐵車站結構間傳遞，此時站橋分離結構的力學行為類似于站橋合一結構。基礎發生滑移之后，水平地震力僅以結構與砂石墊層間的滑動摩擦力的形式傳遞。假定滑動摩擦力等于最大靜摩擦力且在基礎滑移過程中不發生變化。

通常將上部結構-擴大基礎-砂石墊層簡化為考慮滑動摩擦作用的多自由度質量、阻尼及彈性振動體系，以等效彈簧、阻尼器模擬砂石墊層，并考慮滑動摩擦作用，其簡化動力模型如圖8 所示［15］。

圖8 基礎滑移結構運動簡化模型Fig.8 A simplified model for the movement of sliding foundation structures

根據上述簡化模型建立如下結構動力學方程：

式中X為上部結構相對于墊層的位移；M為結構質量矩陣；C為結構阻尼矩陣；K為結構剛度矩陣；為地面水平加速度；f為墊層滑動摩擦力，由下式計算：

式中μ為摩擦系數；m為上部結構整體質量；sgn(?)為符號函數。

結構與砂石墊層間的摩擦系數主要由基礎混凝土強度、砂石墊層的材料性質以及基礎底面的光滑程度確定。有關研究表明摩擦系數可根據由碎石極限應變2%時對應的水平剪力計算，其值如表4 所示［16］。為簡化分析，本次研究根據實際工程砂石墊層級配性質確定最終的摩擦系數為0.5。

表4 擴大基礎底板與級配墊層間摩擦系數Tab.4 Friction coefficient between enlarged foundation slab and medium sand

結合已有研究及以上對于其傳力特征的分析，雙線性模型更符合基礎滑移結構的恢復力模型。故對以前學者采用軸壓彈簧加水平限位裝置的模擬方法［17］進行優化，采用Bouc-Wen 彈簧模擬橋梁擴大基礎-砂石墊層-地鐵站頂板間滑移前后的相互作用，Bouc-Wen 彈簧在水平方向上可設置兩階段剛度，這一力學特性可用于模擬出地震時的基礎滑移行為，其力學模型圖［18］與恢復力模型如圖9 所示。

圖9 Bouc-Wen 彈簧力學特性Fig.9 Mechanical properties of Bouc-Wen spring

該模型工作原理的關系式為：

本次研究Bouc-Wen 模型具體參數取值如下：k為彈性剛度，用于模擬基礎滑移前的靜摩擦階段，本次研究中均取極大值1×106kN/m［19］；r為屈服后剛度和彈性剛度之比，屈服后剛度用于模擬基礎滑移階段，取值為1×10-6；s為屈服指數，取值為2；α，β為滯后循環參數，︱α︱+︱β︱=1.0，分別取值α=0.5，β=0.5；Fy為屈服強度，其值等于砂石墊層滑動摩擦力，計算公式如下：

式中FN為靜力分析中擴大基礎的軸向壓力。

考慮到擴大基礎對地鐵車站頂板的作用分布不均勻以及對橋墩集中力的擴散作用，同時為基礎與地鐵頂板間的內力傳遞提供足夠支撐剛度，以擴大基礎下局部地鐵頂板單元劃分為基礎，如圖10 所示，在每個擴大基礎下均布16 個Bouc-Wen 彈簧，以使分析結果更接近實際情況。

圖10 Bouc-Wen 彈簧布置示意圖Fig.10 Bouc-Wen spring layout diagram

3 地震動的選取與輸入

3.1 地震波選取

目前工程中結構的抗震分析方法多采用反應譜法和時程分析法，時程分析法屬于瞬態動力學分析方法，可以分析結構在地震荷載作用下的位移、應力隨時間的變化情況。為了更深入研究結構在振動中體現的規律，本文采用時程分析法分析站橋組合體系的動力響應。

對于時程分析中地震波的選取，目前主要有實測地震波和人工地震波兩種。實測波為各地實測典型地震的地震波，本次研究依據工程背景所在場地類型采用有完整記錄的El Centro 實測波與1994 年美國Northridge 地震實測波，根據場地情況進行一定修正［20］后輸入。

采用隨機性方法基于設計反應譜可以合成人工地震波，其可以較為真實地模擬工程所在地的地震動作用。根據《中國地震動參數區劃圖》（GB 18306—2015）和相關工程背景，本次站橋組合體系所在地的場地類型為Ⅲ類場地，場地土由松散的中粗砂與密實、中密的細粉砂組成，加速度反應譜特征周期為0.4g，設防分類為乙類，設防烈度為8 度。人工地震波與反應譜的對比如圖11 所示，三種地震波時程曲線如圖12 所示。

圖11 地震波擬合譜Fig.11 Seismic wave fitting spectrum

圖12 地震波時程曲線Fig.12 Seismic wave time history curve

3.2 地震作用輸入

經過綜合考慮，將上述三種地震波作為地震動輸入并對站橋組合體系進行時程分析。根據《城市橋梁抗震設計規范》（CJJ 166—2011）與《城市軌道交通結構抗震設計規范》（GB 50909—2014），按照8度罕遇抗震烈度進行設防，加速度峰值為0.4g，沿X方向輸入地震動，如圖13 所示。選取前兩階振型作為典型振型，采用瑞利阻尼假定進行非線性時程分析。

圖13 地震波輸入方向Fig.13 Seismic wave input direction

4 結構動力特性分析

采用多重Ritz 向量法分別對站橋合一結構與站橋分離結構進行特征值分析，以對比兩種結構動力特性。其中，站橋分離結構中用于模擬擴大基礎滑移的Bouc-Wen 模型彈簧等效剛度依據以往設計經驗的最大基礎滑移量偏保守估算。

圖14，15 給出了兩種結構形式典型的振型圖。相比站橋合一結構，站橋分離結構的振型特征發生變化，同階振型周期更長，動力特性更接近于上部橋梁結構與下部地鐵車站結構各自獨立運動，體現出明顯的結構基礎滑移特性。

圖14 站橋合一結構典型振型Fig.14 Typical vibration mode of station bridge integrated structure

圖15 站橋分離結構典型振型Fig.15 Typical vibration mode of station bridge separation structure

5 非線性時程計算結果

本次研究在考慮恒載（自重、二期荷載與土壓力）的基礎上對結構進行非線性時程反應分析，取輸入的3 個地震波工況中的最大值進行比對，重點對不同站橋組合體系中地鐵站與橋梁動力響應以及結構損傷進行系統比較，分析兩種結構形式抗震性能的優劣。為便于敘述，將本次研究選取地鐵站同側橋墩與支撐柱沿順橋向進行排序編號，其中地鐵5，9，16，20 號支撐柱分別為1#～4#橋墩位置處對應支撐柱，如圖16 所示。

圖16 橋墩與地鐵站支撐柱編號Fig.16 Numbering of pier and subway station support columns

5.1 地鐵站動力響應對比

強震作用下地鐵車站的動力響應是分析兩種結構形式抗震性能差別的重要依據，如圖17 所示為人工波工況下兩種結構形式地鐵站支撐柱柱頂與柱底的動力響應對比。整體而言，站橋組合體系中橋墩位置處對應的支撐柱明顯承受了更大的彎矩和剪力，其中固定墩對應位置處的支撐柱動力響應較活動墩處更大，其余普通支撐柱的動力響應處于同一水平。

圖17 地鐵站支撐柱動力響應Fig.17 Dynamic response of supporting column in subway station

對于上層支撐柱，相比于站橋合一結構，站橋分離結構支撐柱的動力響應普遍減小，柱頂彎矩峰值的平均下降幅度為47.06%，剪力的平均下降幅度為18.73%。僅個別支撐柱柱頂剪力體現規律存在不明顯差異，并未對總體規律產生影響。

對于下層支撐柱，站橋分離結構也起到了一定的減震作用，彎矩平均下降30.26%，剪力平均下降29.31%。但不同于上層支撐柱，地鐵車站中板使得來自上層地鐵車站的荷載更均勻地分配給下層支撐柱，橋墩位置處以及對應下層支撐柱動力響應水平大致相當，兩側下層支撐柱的彎矩和剪力較其他普通支撐柱呈明顯下降趨勢。

站橋分離結構中地鐵車站結構動力響應整體小于站橋合一結構，產生這種現象是由于站橋分離結構僅靠橋墩擴大基礎-砂石墊層-地鐵站頂板間摩擦力傳遞水平力，遏制了地震過程中橋墩地震慣性力向地鐵站的傳遞，較大程度上減小了地鐵車站支撐柱的彎矩和剪力水平。換言之，級配砂石墊層在結構整體振動過程中起到了滑移隔震的作用，極大程度改善了地鐵站結構整體抗震性能。

5.2 橋梁動力響應分析

5.2.1 橋墩動力響應分析

對于橋梁結構中橋墩的抗震研究，通常關心墩底的動力響應。如圖18 所示為Northridge 地震波工況下橋墩墩底的彎矩與剪力絕對最大值。可以看出兩種站橋組合體系中活動墩動力響應水平均小于固定墩，這是由于活動墩為邊墩且與主梁間通過活動支座連接，在地震作用下承擔的主梁橫向和豎向慣性力均小于中間固定墩所致。

圖18 橋墩墩底動力響應Fig.18 Dynamic response of pier bottom

相比于站橋合一結構，站橋分離結構對于橋墩墩底彎矩和剪力峰值均有一定程度的抑制作用。從動力響應最大的2 號固定墩來看，其彎矩峰值由站橋合一結構中的19304.6 kN·m 降低為站橋分離結構中的10715.1 kN·m，彎矩減震率達44.49%；剪力峰值則由3262.4 kN 降低為2115.8 kN，剪力減震率達35.15%。這說明級配砂石墊層減緩了地震過程中地鐵車站結構與橋梁結構間動力響應的相互傳遞，在本文討論范圍內可適當提高橋梁抗震性能。

5.2.2 墩梁相對位移及基礎滑移分析

橋梁抗震研究中，墩梁相對位移也是需要關注的問題。兩種結構形式低墩側順橋向墩梁相對位移時程如圖19 所示。

圖19 低墩側順橋向墩梁相對位移時程圖Fig.19 Time history diagram of relative displacement between beam and pier of low pier side along the bridge

可以看出兩種結構形式的墩梁相對位移峰值差別不大，但站橋分離結構位移幅度更小，峰值出現時間更晚。同時時程分析表明，站橋分離結構出現了一定的殘余位移，本次工程中蓋梁縱向容許支撐寬度為1 m，符合《公路橋梁抗震設計規范》要求且遠大于墩梁相對位移值，無落梁風險。

本次研究中連續鋼箱梁橋在縱向地震動下的整體運動可視為剛體滑移振動，故1 號墩處墩梁相對位移可看做活動墩與固定墩墩頂相對位移。

圖20，21 分別給出了3 號墩墩頂與墩底相對位移（下稱橋墩變形）與橋梁基礎相對地鐵站頂板滑動位移（下稱基礎滑移）時程圖。可以看出，站橋合一結構橋墩變形峰值為0.058 m，大于站橋分離結構，但基礎沒有發生滑移；站橋分離結構橋墩變形較小，而基礎滑移量峰值達到了0.107 m，殘余滑移位移量達到了0.037 m，遠大于站橋合一結構。這說明兩種站橋組合體系產生墩梁相對位移的原理不同，站橋合一結構產生墩梁相對位移主要原因為橋墩變形，而站橋分離結構的墩梁相對位移由橋梁基礎滑移和橋墩變形疊加而形成，二者在地震中的變形如圖22，23 所示。站橋分離結構橋墩變形更小，橋梁結構在地震過程中更趨于整體平動，更不易發生損傷。

圖20 3 號墩變形時程圖Fig.20 Deformation time history of 3# pier

圖21 3 號墩基礎滑移時程圖Fig.21 Time history diagram of 3# pier foundation slip

圖22 站橋合一結構橋墩變形Fig.22 Deformation of pier of station-bridge integrated structure

圖23 站橋分離結構橋墩變形Fig.23 Deformation of pier of station-bridge separation structure

同時可以發現，站橋分離結構墩梁相對位移向某一特定方向發展，并產生一定殘余墩梁相對位移，出現這一現象的原因是固定墩與活動墩在振動過程中滑移量不同，如圖24 所示。

圖24 站橋分離結構1，3 號墩基礎滑移量差異值Fig.24 Foundation slip difference of 1# and 3# piers of station-bridge separation structure

在地震過程中，活動墩承擔了半跨主梁重量，由于采用了滑動支座，在滑動后，僅傳遞摩擦力給下部結構，而固定墩在承擔一跨主梁重量的同時，在地震作用下將承擔的所有主梁慣性地震力給下部結構。因而，二者在地震過程中兩種橋墩擴大基礎和墊層間的摩擦力和承受地震力存在差異，固定墩基礎更易滑移，產生殘余位移。

5.3 橋墩損傷分析

為了深入研究不同站橋組合體系在地震過程中的損傷發展，本文依據DM（Damage Measure）準則對橋墩結構在地震作用下的塑性行為進行分析。DM 準則為定義結構極限狀態的通用準則，該準則定義DM為結構在不同地震強度下的損傷指標度量值，將DM的閾值CDM定義為結構倒塌的極限值點，當DM≥CDM時，結構發生倒塌。

美國FEMA356 規范基于DM 準則，根據層間位移角θmax定義了結構三個極限狀態點：立即使用（Immediate Occupancy，IO）、生命安 全（Life Safe，LS）和防止倒塌（Collapse Prevention，CP）［21］，其中IO 極限狀態為塑性點，CP 極限狀態為倒塌點。MIDAS/Civil 軟件據此將結構塑性鉸狀態分為5 個等級，如表5 所示。

表5 塑性鉸狀態等級Tab.5 Plastic hinge state grade

在El Centro 地震波工況下，對比不同站橋組合體系中各橋墩最終塑性狀態及形成時間，如圖25所示。

圖25 兩種結構最終塑性狀態及形成時間Fig.25 Final plastic state and formation time of two structures

整體而言，站橋組合體系中橋墩墩底部分會更先發展至更高等級的塑性狀態，產生相應的損傷。對比兩種結構形式的最終塑性狀態，站橋分離結構各墩頂均處于彈性狀態，活動墩墩底為立即使用狀態，僅固定墩墩底發展到生命安全狀態。而站橋合一結構僅活動墩墩頂處于彈性狀態，所有橋墩墩底均發展至維持生命安全狀態。站橋分離結構的橋墩達到塑性狀態等級更低，達到高等級塑性狀態的結構范圍更小，最終損傷程度更輕微，體現出更為優良的抗震性能。

以3 號墩為例，其滯回耗能曲線如圖26 所示。可以看出在地震過程中，站橋合一結構橋墩明顯進入更高等級塑性狀態，而站橋分離結構橋墩基本處于彈性階段，損傷程度更輕。

圖26 3 號墩滯回耗能曲線Fig.26 Hysteretic energy consumption curve of 3# pier

兩種結構形式中橋墩首次達到立即使用狀態（level 2），即進入塑性狀態的時間也能體現二者抗震性能的差異，如圖27，28 所示，在0.11 s 與0.35 s時，站橋合一結構的固定墩大部分和1 號墩墩底分別進入塑性階段，而直到1.69 s 和4.80 s 時，站橋分離結構1 號墩和3 號墩墩底才分別進入塑性階段。

圖27 站橋合一結構出現塑性狀態時間Fig.27 Plastic state time of station-bridge integrated structure

圖28 站橋分離結構出現塑性狀態時間Fig.28 Plastic state time of station-bridge separation structure

站橋分離結構中橋墩出現塑性狀態的時間更晚，對結構損傷有一定延緩作用。站橋合一結構中較活動墩更早進入塑性階段的固定墩在站橋分離結構中更晚進入塑性階段，說明站橋分離結構對固定墩損傷的延緩作用更明顯，對整體結構起到了隔震保護作用。

6 結論

本文依托某實際地鐵車站橋梁結構，使用有限元分析軟件MIDAS/Civil 建立了站橋合一結構與站橋分離結構的三維非線性動力有限元模型并進行分析，對比兩種結構形式在地震過程中動力響應以及損傷機理的差異，所得結論如下：

（1）從地鐵車站動力響應來看，兩種站橋組合體系中橋墩位置對應的地鐵站立柱的動力響應水平明顯大于普通立柱。而站橋分離結構可大幅降低地鐵站支撐柱彎矩和剪力水平，極大程度改善了地鐵站結構整體抗震性能。

（2）從橋梁動力響應來看，兩種站橋組合體系固定墩動力響應更大。站橋分離結構中橋梁結構動力響應水平低于站橋合一結構，且橋梁整體趨于整體平動，砂石墊層起到良好的隔震作用。但站橋分離結構不同橋墩基礎滑移量存在差異，導致產生墩梁殘余相對位移。

（3）從橋墩損傷來看，站橋組合體系中橋墩損傷會先出現在墩底位置。站橋分離結構橋墩損傷程度更輕，出現塑性狀態的時間更晚，對結構損傷有一定延緩，起到了隔震保護作用，體現出更優良的抗震性能。

（4）在站橋組合體系實際工程設計中，應結合工程現場實際情況，優先選擇站橋分離結構，設計時需注意對橋墩位置對應處地鐵站支撐柱的內力控制，同時應注意對墩梁相對位移及基礎滑移的限位。