某在役重載鐵路32 m預應力混凝土T梁后裝聲屏障適應性分析

鄭曉光，劉永前，陳樹禮，李 勇，許宏偉

(1.石家莊鐵道大學土木工程學院,石家莊 050043; 2.石家莊鐵道大學安全工程與應急管理學院,石家莊 050043)

引言

自20世紀80年代起,我國開始研究重載技術并發展重載鐵路,如今隨著擴能運輸改造和重載鐵路快速發展,列車軸重、運行密度及編組數量均大幅提高[1],隨之帶來的環境噪聲影響不可避免呈增大趨勢。

現場實測表明,局部路段噪聲最大值達69 dB(A),超過聲環境規范值(60 dB(A))[2],尤其橋梁部分超限最為嚴重,為減小鐵路噪聲對沿線居民區的影響,在鐵路橋梁上加裝聲屏障已成為了必要措施。因為通過擴能改造提升的在役重載鐵路橋梁在原設計時并未考慮聲屏障的加裝,所以當聲屏障發揮降噪作用時,也相應地會對橋梁受力及穩定性產生影響。同時,聲屏障立柱與T梁之間的連接只能通過植筋或植入螺栓的形式進行處理,如果此處的混凝土未進行過局部設計,那么在列車氣動力以及強風荷載作用下,連接部位將成為受力的薄弱環節,容易發生聲屏障倒塌事故,對列車安全營運造成重大安全隱患。

綜上所述,鑒于預應力混凝土簡支T梁在某重載鐵路所投入使用的橋梁中總占比達95%以上,其中32 m標準梁型約占67 %[3],故針對32 m預應力混凝土T梁后裝聲屏障的適應性問題,采用數值模擬與結合現場實測橋梁現狀分析的方法,開展聲屏障加裝后主梁的抗彎、抗剪、抗裂等靜力適應性分析,聲屏障與T梁連接位置分析及T梁道砟槽板分析,并得到T梁及聲屏障結構潛在薄弱位置的破壞順序。

1 研究對象

某既有重載鐵路大橋采用雙線布置,上、下行分離,大橋全長700 m,由21孔32 m后張法預應力混凝土簡支T梁(圖號為“專橋-2059A”)組成。全橋支座采用盆式橡膠支座,橋墩為雙線雙柱式橋墩,基礎為擴大基礎。梁體混凝土強度等級為C50,普通鋼筋采用Q235鋼和HRB335鋼,單孔T梁共布置23束24φ5 mm鋼絲束,兩端張拉控制應力為1 160.6 MPa。該既有重載鐵路橋梁于1999年建成并投入使用,距今其已運營使用20余年。

上述T梁計劃加裝直立承插式聲屏障,聲屏障高度為2.70 m;隔聲材料厚度為110 mm。對于直立承插式橋梁聲屏障一般是采用在擋砟墻上預埋螺栓連接立柱的方法,而對于本次研究的T梁,其在原始設計時并未對聲屏障的加裝預留空間位置,故采用預埋化學錨栓+水平桿+立柱的聲屏障結構形式,在順橋向以2.0 m等間距布置。聲屏障單元板與H型鋼立柱采用承插式,并在單元板與H型鋼之間墊入三元乙丙橡膠條以防止漏聲和保證聲屏障穩定牢固,如圖1所示。

圖1 聲屏障結構示意

針對橋梁擋砟墻與聲屏障結構之間、聲屏障結構各構件之間的連接問題,采用M16化學錨栓將聲屏障結構的鋼板和橋梁擋砟墻連接,同時鋼板和水平桿(工字鋼長度1.50 m,腰高150 mm,腿寬200 mm,腰厚8 mm,腿厚10 mm)之間、水平桿和立柱(H型鋼長度2.75 m,高150 mm,寬150 mm,腹板厚7 mm,翼板厚10 mm)之間通過焊接連接,如圖2所示。

圖2 聲屏障結構構件連接示意(單位:mm)

2 荷載組合

橋梁加裝聲屏障后所受荷載包含:梁體自重、二期恒載、計算活載、因聲屏障結構引起的風荷載和氣動力。

(1)二期恒載。根據設計圖紙和對道砟厚度、鋼軌、軌枕、人行道支架等參數現場實測,得到修正后的二期恒載為32.3 kN/m(已計聲屏障自重)。

(2)計算活載。計算活載分為兩種,一種為既有線重載鐵路橋梁設計荷載中-活載(考慮動力系數1.2),另一種為既有主要運營車輛荷載C80荷載(考慮動力系數1.2),如圖3所示,其中,動力系數依據TB 10002—2017《鐵路橋涵設計規范》計算得到。

圖3 計算活載圖示(單位:m)

(3)自然風荷載。根據TB 10002—2017《鐵路橋涵設計規范》進行分析計算,風荷載強度W為[4]

W=K1K2K3W0

(1)

式中,K1為風載體型系數,取K1=1.3;K2為風壓高度變化系數,依據現場實測,T梁距地面高度約為30 m,取K2=1.13;K3為地形、地理條件系數,按照山嶺區域,取K3=1.3;W0為基本風壓,根據所在地頻率1/100,取W0=500 Pa。

根據式(1)計算風荷載強度為:W=K1K2K3W0=1.3×1.13×1.3×500 Pa=955 Pa。

當自然風從不同方向作用在聲屏障結構上時,以方向角為90°(即垂直于聲屏障板)時的作用力最大[5-6],故在依據規范進行理論檢算和有限元數值模擬時,對聲屏障所施加的風荷載方向為垂直于聲屏障板。

(4)氣動力。列車經過聲屏障時,會對聲屏障結構作用正負交替的瞬時沖擊力,即氣動力。其大小與列車速度、線路旁建筑物距線路中心線距離及線路旁建筑物高度等因素有關[7-9]。根據文獻[10]可知,在車頭、車尾經過聲屏障時會產生壓力和吸力波,在車體經過聲屏障時聲屏障上的壓力值很小,趨于零,所以只需研究車頭、車尾經過聲屏障時列車產生氣動力對聲屏障結構的影響。

依據文獻[10]的聲屏障壓力分布并結合TB 10002—2017《鐵路橋涵設計規范》得出列車引起的氣動壓力和氣動吸力由一個5 m長、5 m高的移動面荷載±q組成,如圖4所示。

圖4 氣動壓力/吸力波示意(單位:m)

針對研究的重載鐵路橋梁,設計列車速度v<160 km/h,聲屏障作用線距線路中心距離D=3.5 m,依據規范取得q為0.2 kN/m2。

一般情況下,對于橋梁雙側都加裝聲屏障結構來說,風荷載主要從聲屏障的外側向鐵路線方向施加,而列車產生的氣動力可以為正負兩方向(既可以為吸力也可以為壓力),其荷載示意如圖5所示。

圖5 氣動力和風荷載示意

3 主梁整體分析

為研究在通過擴能改造提升的在役重載鐵路曲線橋梁上后裝聲屏障的可行性和適應性,選取在役32 m預應力混凝土T梁建立有限元整體模型,開展T梁加裝聲屏障后主梁靜力適應性計算與分析(考慮活載偏載系數)?？臻g桿系有限元模型如圖6所示。

圖6 32 m T梁空間桿系模型

依據上述有限元模型,考慮設計、現行運行最大荷載、聲屏障荷載等組合作用,開展最不利荷載組合作用下主梁整體結構檢算,檢算結果如表1所示。

表1 32 m主梁整體檢算結果

由表1可知,在中-活載作用下,梁體L/8處斜截面抗剪安全系數(1.70),小于規范規定斜截面抗剪安全系數(1.80);在C80荷載作用下,梁體L/8處斜截面抗剪安全系數(1.85),略大于規范規定斜截面抗剪安全系數(1.80),但抗剪安全儲備較低;其他檢算指標均滿足要求。

4 T梁局部分析

T梁局部分析主要是針對擋砟墻部分及道砟槽板依據規范進行理論分析,并與有限元模型的模擬值進行對比分析,以確保結果分析的準確性。對擋砟墻、道砟槽板理論分析依然沿用TBJ 2—85《鐵路橋涵設計規范》[11]中相關規定。

4.1 精細化有限元模型

由于空間桿系模型無法模擬T梁配筋及聲屏障結構應力狀態,故采用Abaqus建立翼緣板和聲屏障結構精細化模型。

(1)翼緣板精細化模擬。在建立有限元模型時,縱向選取擋砟墻配筋最少的750 mm翼緣板段,如圖7所示,并對有限元模型進行簡化:由于擋砟墻凸出部分對結果影響較小,故對其進行簡化處理。

圖7 翼緣板截面及配筋(單位:mm)

在建模過程中,混凝土采用C50混凝土,考慮混凝土的材料非線性,故采用彈塑性損傷模型(Damage Plastic)來定義混凝土的本構關系,并采用C3D8R、C3D6單元進行模擬。鋼筋為Q235鋼和HRB335鋼,采用T3D2桁架單元來進行模擬,并嵌入混凝土中。

(2)聲屏障精細化模擬。由于研究內容是針對聲屏障結構對橋梁翼緣板局部影響,故對聲屏障板進行簡化處理,并將作用在聲屏障板上的氣動力和自然風荷載全部等效作用在立柱上。

水平桿、立柱材質均為Q235鋼,采用C3D8R單元進行模擬;帶孔鋼板材質為Q235鋼,分割后進行劃分單元,并采用C3D8R、C3D6單元進行模擬。鋼板與擋砟墻之間、錨栓與鋼板之間的法向接觸均采用“硬接觸”,切向接觸均采用庫侖摩擦模型,鋼板(表面處理方式為環氧富鋅底漆)與擋砟墻之間的摩擦系數取0.6[12];錨栓與鋼板之間接觸的摩擦系數為0.10[13-14]。

(3)化學錨栓精細化模擬?；瘜W錨栓公稱直徑d=16 mm,長度L栓=190 mm,錨固長度L1=125 mm,預加扭緊力矩為120 N·m?；瘜W錨栓模型材料為5.8級碳鋼,屈服強度σs=400 MPa,彈性模量E=210 GPa,泊松比υ=0.27。

扭矩擰緊法[15]即使用扭矩扳手設定的扭矩值來控制被連接件的預緊力。在實際工程中,加裝聲屏障的螺栓連接預緊工藝一般采用扭矩擰緊法;而在有限元軟件模擬中,可以通過降溫法直接對錨栓施加預應力完成錨栓預緊力的施加。

扭矩擰緊法擰緊螺栓時擰緊力矩計算公式

M=KFd

(2)

式中,M為擰緊力矩,N·m;F為預緊力,N;K為計算系數;d為螺栓的公稱直徑,mm。

系數K與接觸表面的摩擦狀況、是否使用潤滑劑等有關,本文所使用的錨栓為一般表面處理的化學錨栓,故K=0.19[16]。據此,并結合式(2)求得化學錨栓預緊力F=39.47 kN,進而在數值模擬中,采用降溫法對錨栓施加預應力完成錨栓預緊力的施加。

(4)混凝土-錨栓粘結滑移精細化模擬。實際工程中,化學錨栓利用化學錨固膠將錨桿固定于梁體中,化學錨栓錨固性能的粘結力與鋼筋混凝土之間的粘結力相似,同樣包括化學膠結力、摩阻力以及機械咬合力作用[17-18]。在有限元模型模擬中采用cohesive surface來模擬化學錨栓與混凝土之間的相互作用,并采用Abaqus中提供的雙線性三角模型,如圖8所示,進行粘結滑移本構關系的定義。

圖8 雙線性三角模型

根據文獻[19]的單個化學錨栓拉拔試驗(混凝土等級為C50,化學錨栓為M16),得到化學錨栓的粘結滑移性質參數,即最大抗拔力P=54 kN、峰值位移S1=0.59 mm、破壞位移S2=10 mm,進而得出有限元模型建立所需要的應力峰值τmax、斷裂能G、剛度K、彈性模量E。最終得到翼緣板及聲屏障結構精細化有限元模型,如圖9所示。

圖9 翼緣板及聲屏障有限元模型

4.2 擋砟墻計算截面配筋率

橋梁擋砟墻橫截面及擋砟墻根部截面分別如圖10(a)、圖10(b)所示。由圖10(b)可知截面參數:截面高度h=245 mm,鋼筋保護層厚度a=32 mm,截面有效高度h0=213 mm,混凝土受壓區高度x=27.3 mm。根據圖10中截面參數進行擋砟墻配筋率的檢算。

圖10 擋砟墻示意(單位:mm)

由圖10可知,在各荷載組合作用下,所研究的T梁縱向方向長為750 mm擋砟墻段共布置3根直徑φ=8 mm受拉鋼筋(即B17φ8),得到受拉鋼筋截面面積Ag=150.8 mm2,則受拉區配筋率μ=0.09%。

縱向方向長為750 mm擋砟墻段橫橋向的配筋率小于規范要求Q235鋼筋配筋率(0.25%),而且所研究T梁在原始設計時并未對聲屏障的加裝進行考慮。

4.3 擋砟墻鋼筋強度

在役重載橋梁已經運營使用20余年,其橋梁狀況較原設計時發生較大改變。故采用橋梁設計圖紙結合現場實測的方法對人行道等數據進行修正,并計算不同荷載對擋砟墻產生的彎矩,計算結果如表2所示。

表2 縱向方向長為750 mm擋砟墻段所受彎矩

依據鐵路橋梁荷載組合方式及文獻[20]中荷載組合方式,結合表2擋砟墻所受彎矩,計算得到各荷載組合對擋砟墻彎矩結果,如表3所示。

表3 各荷載組合下擋砟墻所受彎矩

對于各荷載組合作用下,依據圖10中的截面參數及鋼筋應力理論計算式(3),得到鋼筋應力理論計算值。

(3)

式中,n為鋼筋彈性模量與混凝土變形模量之比,取12.8;M為計算彎矩,kN·m;I0為換算截面慣性矩,mm4;h0為截面有效高度,mm;x為受壓區高度,mm。

依據上述建立的有限元模型得到鋼筋應力數值模擬值,其數值模擬結果如圖11所示。將理論計算值和數值模擬值結果進行對比分析,得到兩者之間相對偏差,如表4所示。表4中結果顯示,理論計算值與仿真得到的模擬值之間相對偏差在5%左右,由此可見有限元模型和檢算結果的正確性,使用該有限元模型來模擬橋梁加裝聲屏障后的實際狀態是合理的。

表4 數值模擬結果與理論計算值的相對偏差

圖11 鋼筋應力數值模擬結果(單位:MPa)

將理論計算、有限元模型分別得到的鋼筋應力的計算值、模擬值與規范容許值對比,其結果如圖12所示。由圖12可以看出,擋砟墻鋼筋應力在荷載組合1、2作用下均大于規范Q235鋼筋應力容許值[σ]=130 MPa(主力作用);在荷載組合3、4、5作用下小于規范Q235鋼筋應力容許值[σ]=160 MPa(主力+附加力作用),但其安全儲備較低。

圖12 鋼筋應力結果與容許值對比

4.4 擋砟墻裂縫寬度

T梁縱向方向長750 mm,擋砟墻段共布置3根單根直徑φ=8 mm的鋼筋,受拉鋼筋截面面積Ag=150.8 mm2。在主力作用時,裂縫寬度容許值[δf]為0.2 mm;在主力+附加力作用時,裂縫寬度容許值[δf]為0.24 mm。裂縫寬度按式(4)計算[21]。

(4)

式中,K1為鋼筋表面形狀影響系數,取1.0;K2為荷載特征影響系數;r為中性軸距受拉邊緣的距離與中性軸距受拉鋼筋中心的距離之比,取1.18;σg為受拉鋼筋重心處的鋼筋應力,MPa;Eg為鋼筋的彈性模量,MPa;d為受拉鋼筋直徑,mm;μz為受拉鋼筋的有效配筋率。

(5)

式中,M1為活載作用下的彎矩,kN·m;M2為恒載作用下的彎矩,kN·m;M為全部計算荷載作用下的彎矩,kN·m;

(6)

式中,n1,n2,n3分別為單根,兩根一束,三根一束的受拉鋼筋根數;β1,β2,β3分別為考慮成束鋼筋的系數,單根鋼筋β1=1.0,兩根一束β2=0.85,三根一束β3=0.70;Ag1為單根鋼筋的截面面積,mm4;Ah1為受拉混凝土面積,mm4。

依據表2各荷載對擋砟墻產生的彎矩并利用式(4)～式(6)進行計算得到各荷載組合下裂縫寬度,計算結果如表5所示。由表5可知,在主力(組合1、組合2)作用下,其裂縫寬度均大于裂縫寬度容許值[δf]=0.2 mm;在主力+附加力(組合3、組合4、組合5)作用下,其裂縫寬度均大于裂縫寬度容許值[δf]=0.24 mm。

表5 裂縫寬度計算參數及結果

4.5 單側后裝聲屏障擋砟墻分析

上述擋砟墻分析均是針對雙側后裝聲屏障的T梁進行分析,而本小節是針對T梁單側后裝聲屏障擋砟墻分析,其分析方法依然沿用上述擋砟墻所采用的分析方法和材料容許值取值。

其中,風荷載按照從鐵路線路向聲屏障的方向施加(為得到最不利荷載組合),在這種情況下,且列車正常運營時,依據文獻[22]可知,將自然風荷載和列車氣動力進行疊加得到最不利荷載工況(即組合7)。依據表2擋砟墻所受彎矩,最終得到各荷載組合對擋砟墻產生彎矩,見表6。

表6 各荷載組合下擋砟墻所受彎矩(單側后裝)

對擋砟墻進行各荷載組合(單側后裝聲屏障)下分析,分析結果見表7。由表7可知,擋砟墻配筋率為0.09%,小于Q235鋼筋要求配筋率(0.25%);擋砟墻在荷載組合6、組合7及組合8作用下,其鋼筋應力分別為338.35,359.35 MPa和316.79 MPa,均大于Q235鋼筋應力容許值[σ]=160 MPa,其裂縫寬度分別為0.72,0.78 mm和0.67 mm,均大于裂縫寬度容許值[δf]=0.24 mm。

表7 擋砟墻分析結果(單側后裝)

4.6 道砟槽板分析

根據T梁翼緣板截面布置情況,共取道砟槽板3個截面進行分析,即擋砟墻連接處(A-A截面處)、道砟槽板變高度處(B-B截面處)及翼緣板根部處(C-C截面處),如圖13所示。分析方法依然沿用擋砟墻所采用的分析方法和容許應力法。

圖13 道砟槽板分析截面示意

對于道砟槽板3個截面,開展T梁雙側、單側后裝聲屏障時,最不利荷載組合作用下道砟槽板分析,其中,T梁雙側后裝聲屏障時,最不利荷載組合為二期恒載+施工荷載+部分梁體自重+氣動力(壓力);T梁單側后裝聲屏障時,最不利荷載組合為二期恒載+施工荷載+部分梁體自重+氣動力(壓力)+自然風荷載。得到擋砟墻連接處(A-A截面處)、道砟槽板變高度處(B-B截面處)及翼緣板根部處(C-C截面處)分析結果,如表8所示。

表8 道砟槽板分析結果

由表8可知,T梁雙側后裝聲屏障時,擋砟墻連接處(A-A截面處)、道砟槽板變高度處(B-B截面處)及翼緣板根部處(C-C截面處)的受拉鋼筋配筋率分別為1.22%、0.86%、0.47%,均大于HRB335鋼筋要求配筋率(0.20%);3個分析截面處的鋼筋應力分別為111.87,138.08,136.47 MPa,均小于HRB335鋼筋應力容許值(180 MPa);3個計算分析截面處的裂縫寬度分別為0.12,0.13,0.11 mm,均小于裂縫寬度容許值(0.20 mm)。

同時,由表8可知,T梁單側后裝聲屏障時,A-A、B-B、C-C分析截面的鋼筋應力分別為146.74,160.44,147.48 MPa,均小于HRB335鋼筋應力容許值(230 MPa);3個分析截面處的裂縫寬度分別為0.15,0.16,0.12 mm,均小于裂縫寬度容許值(0.24 mm)。

5 T梁及聲屏障結構破壞分析

在極限風荷載作用下,會造成聲屏障結構或梁體翼緣板破壞,對其進行破壞分析可以為已經加裝聲屏障的橋梁加固提供依據。

綜合考慮翼緣板配筋情況和聲屏障錨固情況,得出風荷載從聲屏障的外側向鐵路線方向施加為最不利情況,故對聲屏障結構施加從聲屏障的外側向鐵路線方向的風荷載。其中,T梁橫截面如圖14所示,其上加裝的聲屏障在極限風荷載作用下,潛在薄弱位置包括擋砟墻連接處(A-A截面處)、道砟槽板變高度處(B-B截面處)及翼緣板根部處(C-C截面處)、立柱與水平桿交接處(位置D)、預埋錨栓位置(位置E)共5個位置。

圖14 T梁橋面加裝聲屏障后潛在薄弱位置示意

利用上述有限元模型,對聲屏障結構加載極限風荷載,由數值模擬結果可知,當風荷載強度W=2 812.10 Pa(利用式(1)求得W0=1 740.27 Pa;利用公式W0=V2/1.6,求得V=48.54 m/s)時,預埋化學錨栓被拔出,造成聲屏障結構破壞,聲屏障結構破壞樣式如圖15所示。

圖15 聲屏障結構破壞云圖

當有限元模型中化學錨栓被拔出時,被拉出的化學錨栓距鋼板彎折處距離為0.16 m;下方錨栓錨固處各荷載產生的彎矩如表9所示,由表9可知,化學錨栓錨固處的總彎矩M總=(20.51+1.46-0.35-1.58-4.16) kN·m=15.88 kN·m。

表9 各荷載在下方錨栓錨固處產生的彎矩

得到單個錨栓的抗拔力模擬值P模=49.63 kN,其與文獻[19]中的最大抗拔力P=54 kN相差8.09%,可以驗證數值模擬中利用cohesive surface來模擬化學錨栓與混凝土粘結滑移是可行的。

當有限元模型中化學錨栓被拔出時,T梁翼緣板受拉鋼筋應力及聲屏障水平桿應力如圖16所示。

圖16 潛在薄弱位置處應力(單位:MPa)

當化學錨栓被拔出時(即薄弱位置E破壞時),T梁翼緣板受拉鋼筋應力及聲屏障水平桿應力具體數值如表10所示。

表10 潛在薄弱位置應力

由表10可知,潛在薄弱位置A處,受拉鋼筋(Q235鋼筋)應力為328.72 MPa,大于規范容許應力(160 MPa),但處于材料屈服應力(235 MPa)與抗拉強度(365 MPa)[23]之間;潛在薄弱位置B處,受拉鋼筋(Q235鋼筋)應力為10.08 MPa,遠小于規范容許應力(160 MPa);潛在薄弱位置C處,該位置在部分梁體自重、二期恒載及風荷載等荷載作用下,下方鋼筋(Q235鋼筋)處于受壓狀態,其壓應力為3.64 MPa,上方鋼筋(HRB335鋼筋)處于受拉狀態,其拉應力為63.83 MPa,小于規范容許應力(230 MPa);潛在薄弱位置D處,聲屏障水平桿應力為232.47 MPa,大于Q235鋼規范要求應力容許值(140 MPa)[24],但小于Q235鋼屈服強度(235 MPa)。

根據5個潛在薄弱位置處的應力對比,得出隨著風荷載增大,T梁及聲屏障結構破壞順序依次為:預埋錨栓位置(位置E)、擋砟墻連接處(A-A截面處)、聲屏障立柱與水平桿交接處(位置D)、道砟槽板變高度處(B-B截面處)、翼緣板根部處(C-C截面處)。

6 結論

針對在役重載鐵路32 m預應力混凝土T梁后裝聲屏障的適應性問題,采用數值模擬與結合現場實測橋梁現狀分析的方法,開展T梁加裝聲屏障后主梁、聲屏障與橋梁連接的局部位置及道砟槽板的適應性分析,得出以下主要結論。

(1)依據T梁整體有限元模型,開展最不利荷載組合作用下主梁抗彎、抗剪等靜力適應性分析,得到主梁安全儲備不足,且主梁縱向強度受梁體L/8～L/4處抗剪控制。

(2)通過對T梁雙側、單側后裝聲屏障兩種情況進行擋砟墻理論和數值模擬分析,得到對于T梁擋砟墻來說,單側后裝聲屏障為最不利情況,擋砟墻配筋率為0.09%,小于規范要求配筋率(0.25%),其最大鋼筋應力超過容許值1.25倍、最大裂縫寬度超過規范容許值0.54 mm。

(3)通過對T梁雙側、單側后裝聲屏障兩種情況進行道砟槽板理論和數值模擬分析,得到對于T梁道砟槽板來說,雙側后裝聲屏障為最不利情況,道砟槽板變高度處鋼筋應力安全儲備剩余23.2%、其裂縫寬度比裂縫寬度容許值小0.07 mm。

(4)通過上述主梁分析、擋砟墻分析以及道砟槽板分析,得出該類型T梁不宜后裝聲屏障,如必須后裝聲屏障,建議對T梁各位置進行加固處理或選用其他加裝方式。

(5)通過對聲屏障結構施加極限風荷載,并對各潛在薄弱位置應力進行對比分析,得出在最不利情況下,隨著風荷載增大,T梁與聲屏障結構的破壞順序依次為:預埋錨栓位置、擋砟墻連接處、聲屏障立柱與水平桿交接處、道砟槽板變高度處、翼緣板根部處。