場地條件對高速鐵路橋梁-軌道系統震后殘余變形的影響

余建，周旺保,2，蔣麗忠,2，劉祥，馮玉林

(1. 中南大學 土木工程學院，湖南 長沙，410075；2. 中南大學 高速鐵路建造技術國家工程研究中心，湖南 長沙，410075；3. 福建工程學院 土木工程學院，福建 福州，350118；4. 華東交通大學 土木建筑學院，江西 南昌，330013)

2008 年8 月1 日，中國開通了京津城際鐵路，這是中國首條設計速度達到350 km/h的高速鐵路。高速鐵路具有安全性好、舒適性高以及耗時少等優點[1-3]，目前，中國的高速鐵路建設快速發展，高鐵網絡在中國中部和東部地區開始了全面建設。截止2021年底，中國的高鐵里程已達到4萬km[4]。

目前，中國的高鐵網絡建設逐漸向西部地區拓展[5-6]。中國的西部地區地質條件復雜，斷裂帶分布密集，地震活動頻繁。為了跨越復雜的地形，高速鐵路往往建立在橋梁上，高鐵橋梁累計全長可達到幾百甚至上千公里。高鐵橋梁途經地區的場地條件復雜，研究場地條件對高鐵橋梁地震響應的影響將有利于高速鐵路橋梁的設計、運營和維修。

場地條件對地震動的幅值和頻譜特性均具有明顯的影響作用，具體表現為對地震動幅值的放大和縮小，以及對地震反應譜形狀的改變，場地條件能夠直接影響建筑物破壞的嚴重程度。WOOD 在實地調查1906 年發生的美國舊金山大地震時發現，不同場地條件上的建筑物震害差異顯著[7]。軟弱地基上的建筑物損壞程度比堅硬地基上的嚴重，復雜場地的建筑物損壞程度比簡單場地的嚴重；長周期結構在軟弱地基上的震害較重，短周期結構在堅硬地基上的震害也較重。

世界各地的震害研究都與上述結論基本相同。胡聿賢等[8]在調查1970 年中國云南通海地震時發現，基巖地震動的幅值小，持續時間短；堅硬地基上的建筑物的震害輕，軟弱地基上的建筑物震害嚴重。此外，胡聿賢等[8]在調查1975 年中國遼寧海城地震時發現軟而厚的土層可以過濾地震動中的短周期成分，使長周期成分占據主導地位，進而導致長周期建筑物在地震中損傷嚴重。

為了區分不同的場地條件，各國把場地分類納入到設計反應譜中。例如，中國的GB 50111—2006《鐵路工程抗震設計規范》[9]按照土體剪切波速把場地依次分為I0 到Ⅳ類，美國的ASCE/SEI 7-05 規范[10]將場地土體由堅硬到軟弱依次分為A到F共六類，每一類場地對應不同的設計反應譜形狀，不同的設計反應譜將對應不同的結構響應。

這種方法能考慮場地條件對結構最大地震響應的影響，但無法考慮場地對結構殘余地震響應的影響。因為反應譜法是一種彈性范圍內的概念，不能用于分析結構的彈塑性變形，而結構的彈塑性變形是殘余變形的主要來源。鋼筋混凝土結構在經歷強震作用后會產生一定的殘余變形，殘余變形是震后結構可修復能力的重要指標。高速鐵路橋梁作為重要的交通基礎設施以及生命線工程，需要保證其在強震作用下具有良好的可修復性。

因此有必要對不同場地條件下的高速鐵路橋梁-軌道系統震后殘余變形展開分析和比較。本文作者以帶CRTS Ⅱ型板式無砟軌道結構的高速鐵路多跨簡支梁為研究對象，分析高速鐵路橋梁-軌道系統的震后殘余變形分布規律，提出一種描述震后殘余變形的特征曲線，比較不同地震強度下場地條件對震后殘余變形的影響，為震后高速鐵路的設計、運營和維修提供參考依據。

1 有限元模型

本文采用的有限元模型包括：1) 基于ANSYS建立的高速鐵路橋梁-軌道系統有限元模型，用于計算高速鐵路橋梁-軌道系統的地震殘余響應；2) 基于MATLAB軟件建立的高速鐵路橋梁-軌道-列車有限元模型，用于計算高速列車在震后軌道殘余不平順下的動力響應。

1.1 高速鐵路橋梁-軌道系統

高速鐵路橋梁-軌道系統(圖1)由橋梁結構和軌道結構兩部分組成。橋梁結構包括箱梁、支座、橋墩等結構。箱梁采用長度為32.5 m 的預應力混凝土箱梁，相鄰主梁之間間隔0.1 m。橋墩采用圓端型實體橋墩，墩高范圍為3～20 m，墩頂下方3 m以內的橋墩截面為漸變截面。當墩高小于等于14 m時，墩頂下方3 m外的橋墩截面相同；當墩高大于14 m 時，3 m 外為坡度1∶45 的漸變截面。每跨主梁底部設置有4 個支座，分別是1 個固定支座、2 個單向滑動支座以及1 個雙向滑動支座；支座類型為盆式橡膠支座，4個支座的豎向極限承載力是5 000 kN，固定方向的水平極限承載力為1 000 kN，滑動方向的水平極限承載力是固定方向的10%。主梁和橋墩之間設置有防落梁裝置，當墩梁相對位移達到20 cm時，防落梁裝置開始發揮作用限制箱梁移動。

圖1 高速鐵路橋梁結構Fig. 1 Bridge structure of high-speed railway

軌道結構(圖2)包括滑動層、底座板、摩擦板、端刺、CA砂漿層、軌道板、扣件、鋼軌、剪力齒槽、剪切鋼筋、側向擋塊等結構。滑動層由鋪設在箱梁表面的土工布和塑料膜組成，滑動層可以實現底座板和箱梁之間的隔離，減小橋梁溫度伸縮引起的軌道結構應力。滑動層的上方鋪設有底座板，底座板是跨越梁縫的縱向連續鋼筋混凝土結構；底座板的兩端布置有摩擦板和倒T 型端刺，端刺的水平剛度很大，可以將軌道結構的列車制動力傳入路基。底座板的上方鋪設有砂漿層，砂漿層具有緩沖作用，能夠減少軌道結構在列車荷載下的振動。砂漿層的上方是軌道板，軌道板的上方是扣件和鋼軌，扣件的布置間隔是0.65 m，軌道板和鋼軌都是縱向連續結構。在固定支座上方的箱梁和底座板之間設置有由凹槽和栓釘組成的剪力齒槽，剪力齒槽的縱向剛度很大，能夠將列車制動力傳遞到橋墩上。在梁縫、端刺兩側的底座板和軌道板之間設置有剪切鋼筋用以減小梁端轉角引起局部不一致變形。底座板的兩側設置有側向擋塊用以限制底座板的橫向、豎向移動以及軌道板的橫向移動，側向擋塊的布置間距是6.5 m。

圖2 高速鐵路軌道結構Fig. 2 Track structure of high-speed railway

采用ANSYS 有限元模型建立高速鐵路橋梁-軌道系統的有限元模型(以5跨簡支梁為例，圖3)。箱梁的截面剛度較大，在地震作用下基本保持彈性狀態[11]，因此將箱梁模擬為彈性梁單元。根據文獻[12]，高速鐵路橋梁支座在地震作用下的力-位移曲線近似為理想彈塑性，因此將支座模擬為理想彈塑性彈簧單元。

圖3 高速鐵路橋梁-軌道系統非線性三維耦合模型Fig. 3 Nonlinear three-dimensional coupling model of high-speed railway system

根據文獻[11]，底座板、軌道板、鋼軌、摩擦板在地震下不會發生明顯損傷，因此將它們模擬為彈性梁單元。滑動層、CA砂漿層是縱向連續的層狀結構，將它們等效為間隔0.65 m 的等間距理想彈塑性非線性彈簧單元，文獻[13]給出了它們的力-位移曲線；將支座、端刺、防落梁裝置、扣件、剪力齒槽、剪切鋼筋、側向擋塊模擬為理想彈塑性非線性彈簧單元，文獻[14-16]給出了它們的力-位移曲線。非線性彈簧單元的屈服力和屈服位移見表1，非線性彈簧單元的力-位移曲線見圖4，彈性梁單元的材料參數和力學特性見表2。

表2 結構的材料參數和力學特性Table 2 Material parameters and mechanical properties of structures

圖4 非線性彈簧單元的力-位移曲線模型Fig. 4 Force-displacement curve model of nonlinear spring elements

橋墩在強震作用下會進入塑性狀態，其非線性行為可以用彎矩-曲率曲線描述，文獻[17]提供了高速鐵路橋墩的彎矩-曲率曲線參數(圖5)。廣義梁單元能實現梁柱的彎矩-曲率定義，因此將橋墩模擬為廣義梁單元。為了便于建模，箱梁和橋墩的單元長度都取0.65 m。此外，模型阻尼考慮為瑞麗阻尼，阻尼比取0.05。不考慮樁-土相互作用，模型的橋墩底部施加固定約束。迭代次數、收斂準則等按軟件默認設置。

圖5 橋墩彎矩-曲率曲線Fig. 5 Moment curvature curve of pier

1.2 高速鐵路橋梁-軌道-列車系統

高速鐵路橋梁-軌道-列車系統模型由列車模型、軌道模型和橋梁模型3個部分組成。列車模型由8 節車廂組成，每節車廂包括1 個車體、2 個轉向架以及8個輪對。每個車體有yv，zv，φvx，φvy和φvz5 個自由度；每個轉向架有yb，zb，φbx，φby和φbz5 個自由度；每個輪對有yw，zw，φwx和φwz4 個自由度；每節車廂一共具有31個自由度(圖6)。各個符號下標中的v，b 和w 分別表示車體、轉向架和輪對；x，y和z分別表示縱向、橫向和豎向。

圖6 高速鐵路橋梁-軌道-列車系統線性三維耦合模型Fig. 6 Linear three-dimensional coupling model of high-speed railway bridge-track-train system

圖6展示了列車模型的參數，其中d1表示同一轉向架兩輪對的半間距，d2表示前后轉向架的半間距，d3表示二系懸掛的橫向半間距，d4表示一系懸掛的橫向半間距；h1表示車體重心與二系懸掛的距離，h2表示二系懸掛與轉向架的距離，h3表示轉向架與一系懸掛的距離；k和c分別表示彈簧的剛度和阻尼，下標的p 和s 分別表示一系和二系懸掛。參數的取值見表3[18-19]，表3中的m和I分別表示質量和慣性矩。

表3 列車模型參數Table 3 Parameters of train model

輪軌接觸考慮為刀口接觸[20]，即輪對踏面考慮為理想圓錐形，鋼軌考慮為一鉸點；輪軌之間的橫向游隙設為10 mm，輪軌橫向接觸剛度取為1.6×107N/m。輪軌接觸將產生法向力和蠕變力，采用赫茲接觸理論[21]計算輪軌法向力，采用Kalker線性蠕變力模型[22]和Shen-Hedrick-Euristic非線性蠕變力模型[23]分別進行輪軌蠕變力的計算和校正。

此模型主要用于計算列車在震后軌道殘余不平順作用下的動力響應，因此對軌道模型和橋梁模型進行了簡化。箱梁、底座板、軌道板、鋼軌、橋墩模擬為彈性梁單元，梁單元的材料和截面特性見表2；支座、滑動層、CA 砂漿層扣件等效為間隔0.65 m的線性彈簧單元，彈簧單元的水平向線性剛度與表1 中的相同，豎向剛度取2.0×109N/m。模型中不考慮路基、摩擦板、端刺、側向擋塊、剪力齒槽和剪切鋼筋等結構。詳細的動力學方程以及矩陣拼裝過程見文獻[24-25]。

2 地震動輸入

中國的《鐵路工程抗震設計規范》[9]提供了在各種情況(不同的地震強度和震中距)下四類場地(I、Ⅱ、Ⅲ和Ⅳ類)的設計反應譜曲線。其中，I、Ⅱ、Ⅲ和Ⅳ類場地對應的土層類型分別為巖石、碎石、細砂和淤泥，對應的土層剪切波速vs范圍分別為vs≥500 m/s， 500 m/s＞vs≥250 m/s， 250 m/s＞vs≥150 m/s，vs≤150 m/s。這有利于直接比較場地條件對于結構震后殘余響應的影響，因此，本文采用設計反應譜來生成地震加速度時程。

《鐵路工程抗震設計規范》[9]指出，9 度區地震活動頻繁，該地區的工程結構需進行特殊設計。本文采用的高速鐵路橋梁結構尺寸適用于8度區及以下地區，因此本文取8度區作為研究對象，地震的超越概率分別取為63%、10%和2%。高速鐵路橋梁并非長周期結構，因此，本文不考慮中、遠場地震的影響，震中距分組取為1組。結合上述參數，計算四類場地的設計反應譜(圖7)。從圖7 可以看到：場地的土層類型對于反應譜的形狀有明顯影響，土層越松軟，反應譜曲線的平臺段越長，這表明松軟的土層可以放大地震動中的長周期成分，加劇結構的地震損傷。

圖7 不同地震強度下四類場地的設計反應譜Fig. 7 Design response spectra of four sites under different earthquake intensities

通過自編的MATLAB 人工地震波計算程序，生成對應于圖7(b)～(d)中各場地反應譜的人工地震波各100 條，共計1 200 條地震波(100×12=1 200)，其中一條人工地震波(場地類別為I類，超越概率為2%)的加速度時程以及反應譜如圖8 所示。在每條地震波的尾部增加一段時長為10 s的零值段以模擬結構在地震后的自由振動過程。高速鐵路橋梁-軌道系統有限元模型的墩高取14 m，簡支梁的跨數取9。將調整過后的1 200 條地震動作為激勵，對有限元模型開展非線性時程分析，提取最后一個荷載步的結構響應作為震后殘余響應。

圖8 罕遇地震下I類場地的人工地震動及其反應譜Fig. 8 Artificial ground motion and its response spectrum of site I under rare earthquakes

3 震后殘余變形分布

研究高速鐵路橋梁-軌道系統的震后殘余變形分布是震后維修和運營的基礎[26-28]。從I類場地的100 條地震動(罕遇地震)中隨機選取2 條(圖9)作為有限元模型的加速度激勵，激勵方向分別為橫向和縱向，計算高速鐵路橋梁-軌道系統的震后殘余響應，殘余響應的最大值見表4。

圖9 隨機抽取的2條人工地震動Fig. 9 Two randomly selected artificial ground motions

表4 高速鐵路軌道橋梁-軌道系統最大地震殘余響應Table 4 Maximum seismic residual response of high-speed railway bridge-track system

在橫向地震作用下，支座的橫向殘余變形達到了25.77 mm(屈服變形2 mm)，這表明支座在震后發生了嚴重的橫向變形，箱梁發生了明顯橫向位移；橋墩最大殘余彎矩為9.29 MN·m(屈服彎矩約為75 MN·m)，這表明箱梁的橫向位移引起了橋墩的偏心彎矩。端刺、剪力齒槽、側向擋塊的震后殘余變形為0 mm，歸其原因為這些結構的強度相對較大，在地震中沒有發生損傷。滑動層、CA砂漿層、扣件、剪切鋼筋的殘余剪切變形為0，歸其原因為連續布置的大剛度側向擋塊減少了底座板、軌道板之間的橫向相對位移。

將箱梁、底座板、軌道板和鋼軌節點的橫向殘余位移以及支座的橫向殘余變形同時繪制在圖10 中，圖10 的坐標零點對應于第一跨箱梁的起始點，紅點之間的縱向間隔為32.6 m(箱梁長度32.5 m，加上0.1 m的箱梁間隙)，可以看到靠近兩側的節點位移和支座變形基本為0，中部的數值逐漸增大，這是由于底座板的兩端布置有端刺，端刺錨固在路基之中，路基通過端刺和底座板對橋梁結構的橫向運動施加了約束效應，這種約束效應隨著橋梁里程增大而減小。

圖10 不同地震波的橫向殘余響應Fig. 10 Transverse residual response of different seismic waves

箱梁、底座板、軌道板和鋼軌節點的橫向位移曲線基本重合，這表明箱梁、底座板、軌道板和鋼軌彼此之間沒有明顯的殘余相對位移；箱梁、底座板、軌道板和鋼板的節點位移與支座變形基本相同，這表明橫向地震后支座變形是高速鐵路橋梁-軌道系統殘余變形的主要來源，橋梁-軌道系統的震后維修應主要以支座更換以及箱梁、軌道復位為主。

在縱向地震作用下，各個構件的殘余響應基本為0，歸其原因為路基通過端刺和底座板對橋梁結構的縱向運動產生了顯著的約束效應，因此，本文主要以橫向地震作用下的高速鐵路橋梁-軌道系統的震后殘余變形作為研究對象。

4 震后鋼軌殘余位移的特征曲線

第3節的研究結果表明，箱梁、底座板、軌道板和鋼軌節點的橫向位移曲線基本重合，因此，震后鋼軌殘余位移曲線可以用來描述高速鐵路橋梁-軌道系統的震后殘余變形分布。基于震后鋼軌殘余位移的行車速度預測是高速鐵路橋梁-軌道系統殘余地震響應研究的重要組成部分[29-30]，然而從圖10 可以看到，不同地震動作用后鋼軌殘余位移曲線的形狀和幅值差異很大，這給震后行車速度閾值的確定帶來困難。本節將基于短時傅里葉變換和假設檢驗原理，利用隨機的震后鋼軌殘余位移曲線集合，構造一種確定的鋼軌殘余位移特征曲線，為震后行車模擬提供不平順輸入。

4.1 構造方法

若將震后鋼軌殘余位移曲線視為隨機信號，則這種隨機信號具有明顯的非平穩特性。根據信號的統計特征是否隨時間變化，信號可以分為平穩隨機信號和非平穩隨機信號。平穩信號的特征分析往往基于傅里葉變換，而非平穩信號的特征分析則需要依靠短時傅里葉變換、小波變換或者S變換等方法。其中，短時傅里葉變換因操作流程簡單，物理意義明確，已在工程領域得到了廣泛應用。

4.2 實例分析

以I類場地為例，地震的超越概率取2%，計算100條地震作用后的鋼軌殘余位移曲線Yi(圖11(a))。將這些曲線作為樣本，高速鐵路橋梁-軌道系統震后鋼軌殘余位移特征曲線的構造步驟如下。

圖11 震后鋼軌殘余位移特征曲線構造步驟Fig. 11 Construction steps of characteristic curve for rail residual displacement after earthquakes

1) 為了防止信號丟失，在鋼軌殘余位移曲線的兩端分別增加長度為50 m的零值段。以圖10(a)中的鋼軌殘余位移為例，圖11(b)所示為加長后的鋼軌殘余位移。

2) 根據式(1)～(4)，不平順數據點的采樣間隔ΔL取0.25 m，空間采樣頻率為4，窗函數長度取51，計算100組鋼軌殘余位移曲線的演變功率譜密度。圖11(c)所示為圖11(b)中鋼軌殘余位移曲線的演變功率譜密度。

3) 根據式(5)～(9)，顯著水平α取0.05，測試gi散點的正態性，測試結果見圖11(d)。從圖11(d)可以看到：在不同頻率-空間坐標上100 個gi散點的J2計算值均為0，表明gi散點服從對數正態分布。

4) 根據式(10)～(13)，顯著水平β取0.05，計算gi(f，x)的上界曲面gu(f，x)(圖11(e))以及演變功率譜密度上界Gu(f，x)(圖11(f))。可以看到，在頻率區間0.01～0.1 m-1，演變功率譜密度的幅值較大；在大于0.1 m-1的頻率范圍內譜密度基本接近于0。這表明鋼軌殘余位移曲線以低頻成分為主，其原因為連續布置的側向擋塊能夠阻止軌道結構發生過大的局部變形，底座板、軌道板和鋼軌在地震作用后沒有明顯的彎折現象[32-33]。

5) 根據式(14)～(16)，構造對應于Gu(f，x)的鋼軌殘余位移Yu(圖11(g))，將其作為震后鋼軌殘余位移的特征曲線。

6) 基于2.2節的高速鐵路橋梁-軌道-列車模型，將圖11(a)中的Yi(i=1，…，100)和圖11(g)中的Yu分別作為不平順激勵，列車的速度取為350 km/h，分別計算列車在Yi和Yu激勵下的車體橫向加速度ai和au(圖11(h))。從圖11(h)可以看到：au大于所有的ai散點，其原因為Gu是任意頻率-空間坐標(f，x)上的演變功率譜密度上界，Gu對應的特征曲線能夠激發更劇烈的列車振動，這表明了特征曲線構造方法的合理性。

5 場地條件對震后殘余變形的影響

第3 節的研究表明，高速鐵路橋梁-軌道系統震后殘余變形的分布模式表現為支座變形以及由此引起的上部結構偏移，而第4節中用震后鋼軌殘余位移的特征曲線表示橋梁-軌道系統的殘余響應。因此，本節將以震后支座殘余變形和鋼軌殘余位移特征曲線為研究對象，分析場地條件對高速鐵路橋梁-軌道系統震后殘余變形的影響。

5.1 支座殘余變形

將第2 節的1 200 條加速度時程作為激勵，計算不同地震強度和不同場地條件下的支座殘余變形(圖12～15)。比較不同地震強度下的殘余變形可以看到，在多遇地震作用下，支座殘余變形基本為0；隨著地震強度增大，支座殘余變形迅速增大。歸其原因為當地震動強度較小時，支座處于彈性狀態，地震結束后箱梁可以自行復位；當地震動強度較大時，支座進入屈服狀態，支座內力到達極限，支座損傷急劇增加。因此，在多遇地震作用下，高速鐵路橋梁-軌道系統無需維修；在設計地震或罕遇地震作用下，支座受損嚴重，支座殘余變形顯著，需要展開維修。

圖12 不同地震強度條件下的支座殘余變形(I類場地)Fig. 12 Residual deformation of bearing under different earthquake intensity conditions (site I)

圖13 不同地震強度條件下的支座殘余變形(Ⅱ類場地)Fig. 13 Residual deformation of bearing under different earthquake intensity conditions (site Ⅱ)

圖14 不同地震強度條件下的支座殘余變形(Ⅲ類場地)Fig. 14 Residual deformation of bearing under different earthquake intensity conditions (site Ⅲ)

圖15 不同地震強度條件下的支座殘余變形(Ⅳ類場地)Fig. 15 Residual deformation of bearing under different earthquake intensity conditions (site Ⅳ)

比較不同場地條件下的殘余變形可以看到，隨著場地類別的改變，支座殘余變形明顯增加，這表明隨著土體柔軟程度提升，支座殘余變形增大。歸其原因為柔軟的土層可以在保留地震動短周期成分的基礎上對長周期成分進行放大，柔軟土層上的高速鐵路橋梁-軌道系統響應更劇烈，導致更嚴重的支座損傷。

5.2 震后鋼軌殘余位移特征曲線

結合第4.2節的案例分析，計算不同地震強度和不同場地條件下的鋼軌殘余位移特征曲線(圖16)。在多遇地震作用下，特征曲線的幅值基本為0；隨著地震強度增大，特征曲線幅值的增長速度呈現出先慢后快的趨勢。因此，在多遇地震作用下，震后高速列車運行無需減速；當地震強度大于多遇地震強度時，高速列車運行需要適當減速，減速程度應隨地震強度增大而提高。隨著場地類別的改變，特征曲線的幅值明顯增加，這表明隨著土體柔軟程度提升，鋼軌的震后橫向偏移幅值增大。因此，在地震作用后高速列車由堅硬場地行駛至柔軟場地時，需要適當減速。

圖16 不同地震強度和不同場地條件下的鋼軌殘余位移特征曲線Fig. 16 Characteristic curves of rail residual displacement at different sites under different earthquake intensity conditions

6 結論

1) 在橫向地震作用下，支座發生了嚴重的橫向變形，箱梁發生了明顯橫向位移，端刺、剪力齒槽、側向擋塊的震后殘余變形為0，滑動層、CA砂漿層、扣件、剪切鋼筋的殘余剪切變形為0。

2) 在橫向地震作用下，箱梁、底座板、軌道板和鋼軌彼此之間沒有明顯的殘余相對位移，橫向地震后支座變形是高速鐵路橋梁-軌道系統殘余變形的主要來源，橋梁-軌道系統的震后維修應主要以支座更換以及箱梁、軌道復位為主。在縱向地震作用后，各個構件的殘余響應基本為0。

3) 在多遇地震作用下，支座殘余變形基本為0；隨著地震強度增大，支座殘余變形迅速增大。在多遇地震作用下，高速鐵路橋梁-軌道系統無需維修；在設計地震或罕遇地震作用下，支座受損嚴重，支座殘余變形顯著，需要展開維修。

4) 在多遇地震作用下，特征曲線的幅值基本為0；隨著地震強度增大，特征曲線幅值的增長速度呈現出先慢后快的趨勢。在多遇地震作用下，震后高速列車運行無需減速；當地震強度大于多遇地震強度時，高速列車運行需要適當減速，減速程度應隨地震強度增大而提高。

5) 隨著場地類別的改變，支座殘余變形和特征曲線的幅值明顯增加，在地震作用后高速列車由堅硬場地行駛至柔軟場地時，需要適當減速。