斜拉橋低矮邊墩上的橫向準隔震約束體系研究

徐略勤，趙 洋，徐意宏

(1.重慶交通大學 土木工程學院，重慶 400074； 2.重慶交通大學，省部共建山區橋梁及隧道工程國家重點實驗室，重慶 400074)

斜拉橋以其跨越能力強、建筑高度小、受力合理、外形美觀等優點在我國公路和城市交通中占據重要的地位。在地形較為平坦的平原或丘陵地帶建造斜拉橋時，受路線豎曲線的約束，斜拉橋兩側邊墩(包含輔助墩和過渡墩)的高度往往較低，有些甚至不足10 m[1]，但由于橋面寬度很大，因此通常采用多柱式排架墩。這種低矮的多柱式排架墩一般具有非常大的橫向剛度，整體延性水平很低，橋墩自身塑性耗能能力較為有限。當按照傳統設計方法在邊墩上設置橫向固定支座后，邊墩因其較大的橫向剛度往往會承受較大的主梁慣性力。這些橫向慣性力無法完全通過邊墩自身的塑性耗能機制耗散掉，因此可能造成邊墩、支座或者基礎結構的損傷甚至破壞。大量研究表明[1-4]，斜拉橋的抗震薄弱環節往往在于邊墩橫向抗震能力不足，其縱向由于采用飄浮體系對主梁慣性力進行釋放而具備較好的抗震能力。低矮邊墩會將斜拉橋這一橫向抗震薄弱環節進一步放大，如何針對性地提出抗震減震方法和措施非常重要。

針對斜拉橋橫向抗震問題，近年來國內外許多學者開展了不少富有成效的研究，如：謝文等[4-5]提出在邊墩與主梁間、主塔間設置耗能阻尼器等措施控制斜拉橋的地震損傷；Ismail等[6]研發了一種新型的隔震裝置RNC(Roll-n-cage)，用于輔助斜拉橋抵抗近場地震作用；Guan等[7]提出采用C型鋼阻尼群裝置來控制大跨斜拉橋橫向地震響應，類似的研究還有Shen等[8]提出的軟鋼三角形阻尼器和牛建濤等[9]提出的油阻尼器；周連緒等[10]對軟鋼三角形阻尼器在斜拉橋中的應用進行了振動臺試驗研究，對比了橫向減震體系與橫向固定體系的抗震效果；徐龍河等[11]提出了一種設置預壓彈簧自復位耗能支撐的斜拉橋橫向減震體系及其參數設計方法等。上述研究對斜拉橋橫向抗震問題的解決提供了一些思路與借鑒，但總體來說，現有研究的側重點主要在于減隔震裝置的研發方面，對斜拉橋結構自身特點的認知仍有待加深，尤其是對前文提及的低矮邊墩問題的關注更少。此外，采用各類油阻尼器或更為復雜的隔震裝置進行抗震設計，其造價和維護成本一般均很高。文中針對斜拉橋低矮邊墩的構造和力學特點，基于X形彈塑性鋼擋塊提出一種新型的準隔震橫向約束體系，然后針對X形彈塑性鋼擋塊的力學性能，通過試驗、理論和數值模擬明確其本構模型，最后通過非線性時程分析研究準隔震約束體系在低矮邊墩上的減震效果，并進行參數優化分析，以期為同類工程的防震減災提供參考。

1 低矮邊墩準隔震約束體系

1.1 準隔震理念

在橋梁工程領域，準隔震設計理念最早是美國伊州交通廳IDOT[12]在AASHTO Seismic[13]有關橋梁抗震體系ERS(Earthquake-resisting System)的基礎上發展起來的，是專門針對采用板式橡膠支座的中小跨徑簡支或連續梁橋的抗震新理念。其核心是允許橡膠支座發生滑動、固定鋼支座發生剪斷、限位連接件發生破壞，以此限制地震力在橋梁上、下部結構之間的傳遞，然后通過設置足夠的支承搭接寬度防止橋跨倒塌。該理念充分利用了經典隔震設計中的“隔震”效果，但由于沒有采用專門的隔震支座或裝置，因此不具備隔震設計中的“自復位”能力。相比之下，準隔震理念的建造和養護成本要低得多，特別適用于量大面廣的中小跨徑梁橋。針對斜拉橋低矮邊墩的特定構造特點，引入準隔震理念進行抗震設計，一方面是考慮到低矮邊墩的施工操作空間有限，繁復的隔震裝置在安裝和后期維護更換均較為困難，另一方面則為了充分挖掘準隔震設計的潛能，大幅提升斜拉橋的抗震能力并有效降低建設維護成本。

1.2 橫向準隔震約束體系

球形鋼支座是斜拉橋最常用的支座形式之一，分為固定、單向活動和雙向活動3種。斜拉橋邊墩一般采用單向+雙向的布置方式，其中固定方向為橫橋向。這種方式會造成邊墩橫向剛度很大，尤其當低矮邊墩本身剛度很大時，導致大量地震力由上部結構傳遞至下部結構，引發低矮邊墩橫向抗震設計困難。因此，本文提出在邊墩上采用雙向+雙向的支座布置方式，并引入X形彈塑性鋼擋塊組成準隔震橫向約束體系，如圖1所示。通過釋放支座對主梁的橫向約束，以X形鋼擋塊來提供正常使用荷載以及地震作用下的限位和耗能作用。需要說明的是，在縱橋向，連接X型鋼擋塊與主梁的貫穿錨桿可在縱向滑槽內自由滑動，以適應正常使用狀態下的主梁溫度變形。球形鋼支座本身耗能能力很低，主要通過平面四氟滑板和球面四氟滑板上的摩擦作用進行耗能，而四氟板與鋼板間的摩擦系數僅0.03[14]。X形鋼擋塊一方面可發揮主梁在正常使用荷載下的橫向限位作用，另一方面也可通過其彈塑性變形提高橫向約束體系的屈服臨界和耗能水平。此外，X形鋼擋塊構造簡單，成本低廉，更換方便，利于施工安裝與后期維護。在地震作用下，準隔震約束體系通過球形鋼支座的滑動和X形鋼擋塊的塑性變形控制主梁與低矮邊墩之間的力傳遞水平，防止低矮邊墩由于自身延性不足而發生破壞，也可避免邊墩的基礎承受過大的地震力。然而，準隔震約束體系可能會產生較大的側向位移，且缺乏復位能力，因此合理設計X形鋼擋塊的構造參數非常關鍵。

圖1 橫向準隔震約束體系示意圖Fig.1 Schematic of transverse quasi-isolation restraint system

1.3 X形鋼擋塊

Whittaker等[15]最早開始對X形加勁阻尼板進行理論和試驗研究。這種加勁板在國外主要用于框架結構的節點當中，國內學者[16-17]將其改造為限位擋塊用于橋梁結構中，本文進一步將其與球形鋼支座聯合使用形成準隔震約束體系。如圖1所示，X形彈塑性鋼擋塊主要由X形鋼板、頂板、底板三部分組成，可在頂板和底板之間平行配置多片X形鋼板，各片鋼板之間留有足夠間隙，確保單片鋼板相互獨立、協同變形，不發生碰撞。對單片或多片不同幾何尺寸的X形鋼板或鋼擋塊目前已有較豐富的試驗數據[15-17]，但關于鋼板片數n對擋塊力學性能的影響規律研究不足， 而這與后文準隔震參數優化密切相關。因此， 本節首先采用ANSYS軟件進行實體有限元模擬，并與試驗結果[17]進行驗證， 然后基于實體分析進一步研究鋼板片數n的影響規律。圖2(a)給出了單片X形鋼板的關鍵幾何參數，以試件A1和A2[17]來進行實體驗證分析，其具體尺寸見表1。其中t為板厚，材料為Q345b鋼，彈性模量E=1.88×105MPa。建模時，單元類型選擇SILID45，基于MISES屈服準則和隨動強化準則，采用雙線性隨動強化模型BKIN來描述材料的應力-應變關系，采用六面體單元劃分網格，每個單元邊長不超過10 mm，如圖2(b)～(c)所示。

圖2 X形鋼板與實體分析模型Fig.2 X-shaped steel plate and solid analytical models

表1 分析參數取值Table1 Values for analytical parameters

由圖3(a)～(b)的模擬結果與試驗結果對比可以看到，曲線吻合度很高，表明實體分析可較準確地捕捉X形鋼擋塊的滯回性能。X形鋼擋塊的力-位移關系穩定，滯回環較飽滿，耗能效果優良，屈服后雖然會產生一定的殘余位移，但位移延性能力很好，可滿足準隔震設計要求。在不同幾何參數下，X形鋼擋塊的抗震性能差異較大，X形鋼板的尺寸、厚度、數量的變化都會導致其抗震性能的改變。假設單片X形鋼板尺寸和板厚保持不變(與A1相同)，圖3(c)給出了鋼板片數n對X形鋼擋塊滯回性能的影響。可以看到，隨著n的增加，X形鋼擋塊的屈服強度按照相同的比例增大，其耗能能力也隨之提高。因此，后文對X形鋼擋塊進行參數優化時，主要通過改變鋼板片數n來實現。

圖3 數值模擬結果Fig.3 Numerical simulation results

1.4 簡化分析模型

骨架曲線是滯回曲線的包絡線，可以充分反映構件的本構特征，通過對骨架曲線賦予一定的滯回屬性就可得到簡化分析模型。從X形鋼擋塊的滯回曲線中提取骨架曲線，可以發現其大致呈雙線性，如圖4所示。假設鋼材的應力-應變關系為雙線性，則根據材料力學可得到X形鋼擋塊的力-位移關系解析法表達式：

圖4 骨架曲線對比Fig.4 Comparisons ofs keleton curves

當|Δ|≤Δy時，擋塊處于彈性階段：

(1)

當|Δ|>Δy時，擋塊處于彈塑性階段：

(2)

式中：F和Δ分別表示X形鋼擋塊的力和位移；n為鋼板片數；E為鋼材彈性模量；t為鋼板厚度，b1、h1、h2如圖2(a)所示；σy、εy分別為鋼材屈服應力和屈服應變；α為強化模量系數；Δy為X形鋼擋塊的屈服位移，其表達式為：

(3)

將實體有限元、解析和試驗3種方法得到的本構關系骨架曲線進行對比，如圖4所示。可以看到，3種方法的結果總體上非常接近。對于初始剛度，解析結果略偏大，數值模擬結果略偏小；對于屈服強度，A1試件3種結果幾乎沒有差別，A2試件的解析和數值結果分別偏小12.1%和7.7%；對于屈后剛度，解析和數值結果也都偏小，幅度為30.1%～37.7%之間。通過求解3種方法在最大位移100 mm時與坐標軸所圍成的面積，即可求得一個滯回周期的耗能情況，解析和數值方法的平均誤差為7.1%。總體而言，數值模擬和解析方法都具有較好的分析精度。因此，后文在準隔震體系參數優化時，首先通過實體分析擬定X形鋼擋塊的需求尺寸，然后用基于解析法的簡化分析模型進行驗證，并將簡化分析模型用于全橋有限元分析中。

2 實例應用背景

2.1 工程概況與分析模型

某獨塔雙跨斜拉橋跨徑布置為(145+75)m，采用梁、塔、墩固結體系和混合梁形式，橋面全寬33.6 m，其中主跨為鋼箱梁，邊跨為混凝土箱梁，鋼混結合段位于主塔附近的主跨側。主塔由混凝土下塔柱和鋼上塔柱組成，橋面附近設置鋼混結合段。斜拉索采用密索扇形布置，全橋共設有32根，鋼梁段索距為15 m，混凝土梁索距為7.2 m。兩側邊墩為低矮的5柱排架墩，如圖1所示，其中矩形蓋梁寬23 m，圓柱橋墩直徑1.6 m，1#和3#邊墩的高度分別僅6.4 m、4.5 m。主塔和邊墩均采用群樁基礎，其中主塔樁徑1.5 m，樁長75 m，1#、3#邊墩樁徑均為1.2 m，樁長分別為34、51 m。在初步設計中，兩側邊墩上均設置單向+雙向支座形式，其中，1#邊墩采用JQZ4.0DX+JQZ4.0SX，3#邊墩采用JQZ8.0DX+JQZ8.0SX。

采用SAP2000建立有限元模型，主梁、索塔和邊墩均采用線彈性梁單元模擬；斜拉索采用空間桁架單元模擬，根據Ernst公式修正垂度效應；X形鋼擋塊采用Plastic Wen單元模擬，擋塊材料和幾何參數取值見表3，雙線性骨架曲線如圖4(a)所示；球鋼支座水平方向采用Plastic Wen單元模擬，如圖5所示，以考慮活動方向的摩擦作用和固定方向的螺栓剪斷效應[18]，豎向和繞縱橋向轉動方向采用大剛度模擬，根據規范[14]，支座活動方向的摩擦系數取2%，固定方向剪斷力取支座噸位的15%，因此1#、3#邊墩上單個支座活動方向摩擦力分別為80 kN和160 kN， 固定方向(單向支座)的剪斷力分別為600 kN和1 200 kN； 樁-土相互作用采用簡化6×6土彈簧模擬，根據m法計算彈簧剛度系數；橋梁結構體系阻尼采用Rayleigh模型，阻尼比根據規范[19]取3%。考慮到恒載初始內力會引起構件幾何剛度變化，主梁、索塔、橋墩均考慮了受壓構件的二階效應；另外，由于本文主要分析橫橋向，伸縮縫未予考慮。為了模擬邊界條件的影響，將兩側引橋也建入模型中，全橋有限元模型如圖5所示。

表3 X形鋼擋塊設計參數Table3 Design parameters of X-shaped steel retainers

圖5 全橋有限元模型Fig.5 Finite element model of entire bridge

同步建立如圖5所示的全橋線彈性模型進行動力特性分析，采用Ritz向量法分析橋梁結構的前500階振型，其中橫橋向前4階周期和振型如表2所示。

表2 橋例橫向前4階周期和振型Table2 The first four vibration periods and shapes of bridge along the transverse direction

2.2 分析工況

在初步設計中，橋例在兩側邊墩上均設置雙向+單向活動支座，即縱橋向全活動，橫橋向左邊支座固定，右邊支座活動。為了與準隔震約束體系進行對比，本文考慮如下3種橫向約束體系。

橫向固定：采用初步設計中的雙向+單向的約束方式，后文簡稱“固定體系”；

橫向活動：邊墩設置兩個雙向活動支座，后文簡稱為“活動體系”；

準隔震體系：采用圖1所示的橫向準隔震約束體系，即兩個雙向活動支座+X形鋼擋塊，后文簡稱為“準隔震體系”。根據橋例的結構特點和場地地震動特征，前期對X形鋼擋塊進行了試算，初擬尺寸如表3所示。然后采用實體模擬和解析公式對該尺寸下鋼擋塊的初始彈性剛度K、屈服強度Fy和屈后剛度比α進行了對比驗證，表3列出了用于全橋分析的結果。

2.3 地震動輸入

根據場地地震安全評估報告，采用5條E2水準的地震波進行分析，峰值加速度為0.25 g。在非線性時程分析中，地震動輸入采取橫向+豎向的方式，不考慮縱向地震的影響。圖6為典型加速度曲線與設計反應譜，為了便于討論，后文主要以5條波平均值進行討論。

圖6 地震動Fig.6 Ground motions

3 三種體系對比分析

為了對比準隔震體系的抗震效果，本文重點分析邊墩損傷情況、球鋼支座滑移是否超限、X形鋼擋塊是否發生剪切破壞。另外，主塔塔底彎矩和剪力響應、梁端位移也作為參考對象。

3.1 低矮邊墩的損傷指標

1#、3#邊墩均為5柱式排架墩，但高度分別僅6.4 m、4.5 m，顯然不能套用已有的延性墩柱來進行損傷判別。為此，本文對兩個邊墩分別進行橫向推倒分析(Pushover)。圖7(a)為1#和3#邊墩的推倒曲線和損傷發展參考點，可以看到兩個邊墩的位移延性水平均很低，1#邊墩為2.04，更矮的3#邊墩僅1.60。為了對比墩高的影響，圖7(b)以1#邊墩為例，分別考慮墩高×2倍和墩高×3倍的推倒情況，可以看到隨著墩高的降低，橋墩位移延性能力明顯下降，極限變形能力更是急劇下降。由此說明，低矮的排架墩已不能作為延性構件進行抗震設計。采用等能量原則對兩個邊墩的推倒曲線進行等效雙線性化處理，得到1#和3#邊墩的等效屈服位移分別為32.85 mm和27.52 mm。

圖7 邊墩推倒分析Fig.7 Pushover analysis of side piers

由于2個邊墩的位移延性能力均很低，本文以等效屈服位移作為邊墩損傷指標，即以位移延性系數μΔ來表征損傷程度：

μΔ=Δ/Δy.

(4)

式中，Δ為蓋梁中心位移；Δy為蓋梁中心的等效屈服位移，其數值如圖7(a)所示。當μΔ≤1.0時，橋墩處于彈性狀態；當μΔ>1.0時，橋墩出現損傷。

3.2 支座的損傷指標

在初步設計中，雙向活動球形鋼支座橫向位移量為±50 mm。由于X形鋼擋塊的變形能力最大可接近200 mm，為了充分發揮準隔震約束體系的抗震潛能，通過更換型號或定制[14]將1#和3#邊墩上的支座橫向位移量分別調整為±150 mm、±200 mm，當支座超過該位移量時則認為發生損傷。為了更直觀對比效果，假設3種約束體系中球鋼支座的型號一致，即對應的損傷指標相同。

3.3 鋼擋塊的損傷指標

在外荷載F作用下，X形鋼板截面所承受最大剪力應符合下式[16]：

(5)

式中，b為X形鋼板寬度；fv為鋼板抗剪強度設計值。

當截面位于X形鋼板中央時，b最小，即：

(6)

此為最不利截面，代入式(5)，可得：

(7)

外荷載F須滿足上式，否則X形鋼擋塊將發生剪切破壞。

3.4 抗震效果分析

圖8根據5條波的平均結果給出了3種體系下關鍵構件的地震損傷情況。由圖8(a)可見，1#邊墩在固定、活動、準隔震3種體系下的位移延性需求分別為1.44、1.33、1.02，均出現屈服損傷，但準隔震體系相比固定體系下降了29.2%，已接近彈性臨界；3#邊墩的規律類似，但由于3#邊墩比1#邊墩更矮，且處于更重的混凝土主梁一側，因此當采用固定體系時，主梁橫擺被嚴格限制，慣性力無法釋放，使得3#邊墩的位移延性需求高達3.21，對于低矮排架墩來說實際上已然發生破壞。活動和準隔震體系均可使3#邊墩的位移延性需求大幅下降，其中，X形鋼擋塊的耗能效果可使3#邊墩的位移延性需求降低73.8%，使3#邊墩直接進入彈性狀態。對比1#和3#邊墩可看到，準隔震體系對越矮的邊墩效果越好。由于固定體系的支座位移非常小，因此圖8(b)不予表示。由圖8(b)可見，活動體系由于缺乏對主梁的橫向約束，支座位移最大；準隔震體系相較于活動體系在1#和3#邊墩上分別減少了27.4%和3.9%的支座位移響應，其中對3#邊墩支座的減震效果稍差，原因在于3#邊墩一側為混凝土箱梁，且跨長僅約為鋼箱梁的一半，因此該側主梁剛度明顯高于1#邊墩一側的主梁，由此導致相同強度的X形鋼擋塊對3#邊墩處主梁位移的相對約束能力低于1#邊墩。由于沒有對準隔震體系進行參數優化，兩邊墩上的支座位移仍偏大。由圖8(c)可見，鋼擋塊所受剪力未達到受剪破壞臨界值。

圖8 構件損傷狀態對比Fig.8 Comparisons of element damage states

圖9以No.1地震波為例給出了3種體系下關鍵構件的地震響應情況。由圖9(a)可見，固定體系的主梁位移最小；活動體系的梁端位移最大，主梁在1#、3#邊墩處的位移值分別是固定體系的5.8倍、2.2倍；準隔震體系介于兩者之間，主梁在1#、3#邊墩處的位移值相比活動體系分別下降了43.5%、20.0%。對比圖8(b)和圖9 (a)可見，在部分工況下，梁端位移會低于支座位移，其原因在于邊墩與梁端的反向振動。由圖9(b)可見，固定體系的塔底彎矩和剪力均為3種體系中的最大值，活動體系次之，準隔震體系最小。相比固定體系，準隔震體系的塔底彎矩和剪力分別下降了38.7%和38.1%。

圖9 構件地震響應對比Fig.9 Comparisons of element seismic responses

綜合來看，固定體系的主梁地震慣性力由于無法得到釋放，通過支座傳至主塔和兩側邊墩，導致邊墩嚴重受損，尤其是更矮的3#邊墩，其位移延性需求高于3.0，且塔底內力響應也是3種體系中最大的。活動體系雖然在邊墩和主塔的地震響應上明顯小于固定體系，但是由于主梁缺乏橫向約束，導致主梁和支座的位移較大，支座位移超限，尤其是1#邊墩上的支座。準隔震體系不僅對低矮邊墩處的支座和主梁位移具有明顯的限制作用，而且可通過X形鋼擋塊的塑性耗能作用有效降低索塔的內力響應和低矮邊墩的位移延性需求。然而，由于準隔震約束體系尚未經過參數優化，部分抗震指標仍不滿足要求，下文將進行參數優化分析。值得一提的是，在準隔震理念下，對X形鋼擋塊的設計參數進行優化，其目標是在橋梁各個關鍵構件的內力和位移響應之間取得平衡。

4 準隔震體系參數優化分析

圖3(c)的實體分析結果表明，擋塊的力學性能可通過X形鋼板的片數來調整，本節保持單片X形鋼板的尺寸不變(同表3中的初擬尺寸)，將其片數n調整為表4所示的取值。

表4 X形鋼擋塊參數變化Table4 Parameter variations of X-shaped steel retainers

由圖10(a)可知，隨著鋼板片數n的增加，1#邊墩的位移延性需求明顯下降；當n增至6時，5條地震波的平均位移延性需求下降至1.0以下；當n增至8時，5條地震波的位移延性需求全部低于1.0，1#邊墩處于彈性狀態；此后隨著n的繼續增加，1#邊墩的位移延性需求降幅開始變緩。根據圖10(b)，3#邊墩的位移延性需求平均值隨著鋼板塊數n的增加呈現先減后緩增的趨勢，當n取8時最小，且5條地震波的數值均低于1.0。由于相對更矮的3#邊墩始終處于彈性狀態，因此其位移延性需求對鋼板片數n的敏感性遠遠低于1#邊墩。由圖10(c)可知，球形鋼支座的位移隨著n的增加而不斷下降，但降幅也逐漸趨于平緩；為了確保支座不發生位移超限(1#和3#邊墩支座位移能力分別為150 mm和200 mm)，1#和3#邊墩上的鋼板片數分別不應少于6和4。由圖10(d)～(e)可見，在5條地震波作用下，1#和3#邊墩上的X形鋼擋塊均未達到其剪切極限，說明本文所提出的準隔震約束體系始終保持良好的工作狀態。最后由圖10(f)可以看到，索塔塔底的內力響應隨著鋼板片數n的增加呈現先減后緩增的趨勢，當n取8時剪力和彎矩均出現最小值。綜上，當兩側邊墩處的鋼板均設為8片時，各關鍵構件的抗震性能最優。

圖10 參數優化分析結果Fig.10 Analytical results of parametric optimization

上述結果表明，在準隔震約束體系中鋼擋塊的強度和剛度并非越大越好，而是存在一個合理的取值范圍。為了進一步說明該現象，圖11以NO.1地震波為例給出了鋼擋塊在n取值不同時的滯回響應曲線。當n=2和4時，鋼擋塊的滯回曲線非常飽滿，但由于屈服強度較小，擋塊整體耗能量也較小；當n=12時，鋼擋塊的屈服強度很高，不易發生塑性變形，導致滯回曲線呈狹長的捏縮態，耗能能力沒有得到應有的發揮；相比之下，當n=6和8時，鋼擋塊的屈服強度最合理，既能充分發揮其塑性變形能力，又不至于影響其耗能能力的發揮。

圖11 鋼擋塊的滯回曲線Fig.11 Hysteresis curves of steel retainers

圖12進一步以3#邊墩的鋼擋塊累計耗能時程曲線來驗證上述規律。由圖可知，鋼擋塊的整體耗能量在n=6時最大，在n=8時次之，且與n=6時非常接近，在n=2和12時最小。此外，鋼擋塊的塑性耗能主要發生在地震的0～20 s之間，在20 s之后總耗能量基本保持不變。

圖12 鋼擋塊累積滯回耗能Fig.12 Cumulative hysteresis energy dissipation of steel retainers

5 結論

主要結論如下：

(1)推倒分析表明，本文低矮排架墩的位移延性能力介于1.0～2.0之間，且隨著墩高的下降而不斷減小，因此不能按照傳統的延性設計思想來利用墩柱塑性鉸進行耗能。

(2)固定體系會導致低矮邊墩出現很大的位移延性需求，其數值最大超過3.0，遠遠高于低矮邊墩的位移能力；活動體系會導致支座因位移超限而損壞；而準隔震體系既可將邊墩位移延性需求降至1.0以下，又能使支座免于位移超限，同時還可使主塔內力響應相比固定體系下降38%以上。

(3)X形鋼擋塊的強度和剛度在合理范圍內取值時，才能使準隔震體系發揮最優抗震效果。當兩側邊墩處的鋼板均設為8片時，橋梁各關鍵構件的抗震性能最優，此時擋塊的累積耗能量也為最大之一，僅略低于6片鋼板時的耗能量。

(4)以雙向活動球形鋼支座與X形鋼擋塊組成的準隔震橫向約束體系可在地震持續期內保持良好的工作性能，有效減小低矮邊墩處的支座位移，降低索塔內力響應和邊墩位移延性需求，并能通過鋼板數量準確調節準隔震體系的力學參數，可成為斜拉橋低矮邊墩橫向抗震設計的有效選項。