地面爆炸作用下地下綜合管廊動力響應的實驗研究

關鍵詞：地下綜合管廊；預制節(jié)段拼裝；地面爆炸實驗；動力響應；破壞模式

隨著中國城鎮(zhèn)化建設的快速發(fā)展，地下結構工程建設規(guī)模不斷加大，其中地下綜合管廊在全國各大城市的建設中得到了廣泛應用。地下綜合管廊收納了自來水、燃氣、電力、熱力、通信、有線電視和雨污水系統(tǒng)等，成為城市生命線工程的主要組成部分，其長期運維安全受到了廣泛關注[1]。近年來，地下綜合管廊結構在燃氣爆炸作用下的抗爆性能得到了廣泛關注[2-11]。除了燃氣內部爆炸，管廊結構還有可能受到外部爆炸的威脅，例如汽車炸彈襲擊、大型危化品車偶然爆炸和戰(zhàn)時的軍事武器打擊等；其中汽車炸彈的裝藥量大，危化品車裝載物意外爆炸的能量較高，一旦在管廊結構上部地面發(fā)生爆炸，對埋深較淺的地下綜合管廊結構安全將產生巨大的威脅[12]。

目前，城市地下綜合管廊結構在外爆炸作用下的動力響應受到廣泛重視。Zhou等[13-14]和周強等[15]進行了比例距離為0.557～2.0m/kg1/3地面爆炸作用下整體現(xiàn)澆管廊的動力響應實驗研究，對比了普通鋼筋混凝土現(xiàn)澆管廊和玄武巖纖維增強筋混凝土現(xiàn)澆管廊的動力響應特性，給出了頂板位移和加速度響應的規(guī)律。夏明等[16]利用LS-DYNA軟件分析了覆土厚度為5m時，雙艙混凝土管廊在美軍MK-83（質量為454kg）和MK-84（質量為908kg）炸彈地面半埋置爆炸打擊下的動力響應（比例距離分別為0.752和0.597m/kg1/3），分析了破壞模式與爆炸條件以及結構參數(shù)的關系。張偉等[17]進行了管廊結構在20和100kg炸藥完全埋置爆炸作用下的實驗研究（比例距離分別為1.474和0.862m/kg1/3），分析了結構的動力響應和結構表面載荷。劉飛等[18]基于22炮次管廊結構埋置裝藥爆炸實驗，給出了埋置爆炸作用下管廊結構表面的載荷分布計算公式。然而，城市地下綜合管廊結構常規(guī)埋深為2～2.5m，其在遭受汽車炸彈襲擊或大型?；奋嚺既槐ㄊ鹿蕰r，比例爆距通常接近0.4m/kg1/3，有時甚至更小。Qian等[12，19]和Pan等[20]對地下整體現(xiàn)澆綜合管廊結構在轎車級汽車炸彈地面爆炸作用下的動力響應進行了數(shù)值模擬研究，并給出了構件損傷評估的p-I（壓力-沖量）曲線計算公式，此外，Qian等[21]對預制節(jié)段拼裝管廊結構的抗爆性能也進行了數(shù)值模擬研究。總體而言，目前還缺乏外部爆炸作用下地下綜合管廊結構動力響應的小比例距離實驗研究。

隨著建筑工業(yè)化的發(fā)展，預制裝配式節(jié)段拼裝地下綜合管廊結構在工程中開始推廣和應用，預制裝配率逐年上升[22-23]。目前預制節(jié)段拼裝管廊的抗爆性能尚不清楚，此外，裝配式管廊結構節(jié)點連接方式較多，使得主要受力構件的邊界條件不同于整體現(xiàn)澆結構，因此裝配式管廊連接接縫的抗爆性能也亟待進行研究。

本文中，擬進行地面爆炸作用下整體現(xiàn)澆管廊和預制節(jié)段拼裝管廊結構模型的野外爆炸實驗研究，對實驗現(xiàn)象和實驗數(shù)據(jù)進行分析，揭示整體現(xiàn)澆管廊和預制節(jié)段拼裝管廊結構的破壞特征和動力響應規(guī)律。

1管廊結構實驗模型設計

設計了整體現(xiàn)澆和預制節(jié)段拼裝管廊結構模型，模型縮尺比例為1∶3，結構構造分別如圖1～2所示。模型管廊長度均為6m，頂板和外側豎墻壁厚均為100mm，內墻和底板厚度分別為83和120mm。燃氣艙和綜合艙凈高均為1.2m，凈寬分別為0.6和1.5m。整體現(xiàn)澆和預制節(jié)段拼裝管廊結構模型的主受力筋均采用HRB400級鋼筋10@100，分布筋采用HRB400級鋼筋6.5@200，角部加腋區(qū)斜筋采用HRB400級鋼筋6.5@200，剪力筋采用HPB300級光圓鋼筋6@200×200。預制節(jié)段拼裝管廊模型每節(jié)段長度為1m，共6個節(jié)段，采用常規(guī)承插式接口，在角部通過4根直徑為15.2mm的預應力鋼絞線張拉形成整體（圖2），每根鋼絞線的張拉力為40kN，管廊結構模型截面的預應壓力為0.18MPa（與原型一致）。管廊結構模型的實測混凝土單軸抗壓強度為38.7MPa，鋼筋材料性能和土體的力學性能參數(shù)分別如表1～2所示。

2實驗工況和測點布置

2.1工況設計

對整體現(xiàn)澆和預制節(jié)段拼裝管廊模型分別制定了4和7個工況，上覆土體均為干燥黃土?，F(xiàn)澆管廊爆炸實驗工況稱為CUT工況（見表3），起爆點位于綜合艙跨中正上方，且與管廊端部的水平距離為1m（見圖3（a））。預制節(jié)段拼裝管廊爆炸實驗按起爆位置分為PSUT-A和PSUT-B工況，PSUT-A工況的起爆位置為綜合艙跨中接縫正上方（也稱接縫上方，見圖3（b）中PSUT-A處）；PSUT-B工況的起爆位置為綜合艙節(jié)段中心上方（也稱節(jié)段中心上方，見圖3（b）中PSUT-B處）。CUT和PSUT-A工況均包含4炮次實驗（CUT-1～CUT-4和PSUT-A1～PSUT-A4），PSUT-B工況包含3炮次實驗（PSUT-B1～PSUT-B3），各工況的裝藥量、覆土厚度、爆心距和比例爆距見表3。需要說明的是，對于3種不同工況（CUT、PSUT-A和PSUT-B）均采用了同一位置連續(xù)爆炸實驗，每一工況爆炸實驗后去除實際成坑以外20～30cm深度的土體，填入新土并壓實整平，再進行下一工況的爆炸實驗。炸藥采用TNT藥塊拼接，單藥塊質量為200g，尺寸為10cm×5cm×2.5cm，每藥塊的雷管孔深度為38mm；1.6與5.4kg裝藥形狀為立方體（見圖4），起爆點距離上端面38mm；7.8與12.0kg裝藥形狀如圖4所示，起爆點到地面的垂直距分別為15.0和16.2cm。實驗用藥量根據(jù)管廊結構遭受汽車炸彈爆炸襲擊確定，轎車級汽車炸彈的裝藥為100～227kg[24]，實驗采用7.8kg裝藥模擬實際210.6kg裝藥量；小箱貨級汽車炸彈的裝藥為454kg，由于實驗場地藥量限制，采用了12.0kg裝藥模擬實際324kg裝藥量。

2.2測點布置

現(xiàn)澆管廊模型爆炸實驗工況CUT-1～CUT-4中，在結構表面共布置8個土壓力傳感器測點，如圖5中測點IF-1～IF-7H所示。為了測得現(xiàn)澆管廊結構的動力響應，布置了7個位移傳感器測點（如圖5中測點D-1～D-7所示）和6個加速度傳感器測點（如圖6中測點a-1～a-6所示）。

預制節(jié)段拼裝管廊爆炸實驗工況PSUT-A1～PSUT-A4中，在結構表面共布置7個土壓力傳感器測點，如圖7中測點IF-1～IF-7所示。為了測得預制管廊結構在接縫上方起爆時（工況PSUT-A）的動力響應，布置了7個位移傳感器（如圖7中測點D-1～D-5、D-7和DX-1所示）和7個加速度傳感器（如圖8（a）中測點a-1～a-7所示）。工況PSUT-B1～PSUT-B3中，在結構表面共布置8個土壓力傳感器（如圖7中IF-7～IF-13H測點所示）、8個位移傳感器（如圖7中測點D-6～D-12和DX-2所示）和6個加速度傳感器（如圖8（b）中a-1～a-6測點所示）。實驗中采用了昆山雙橋CYG1712G型土壓力傳感器，精度為±0.25%，帶寬為20kHz；加速度傳感器采用PCB350C23型（爆炸沖擊專用），頻響范圍為0.4～10kHz；位移傳感器采用新敏WYJL型拉桿式位移計，精度為±0.1%。

3實驗結果分析

3.1破壞現(xiàn)象

3.1.1整體現(xiàn)澆管廊

現(xiàn)澆管廊在工況CUT-1（比例距離為0.763m/kg1/3）下，未出現(xiàn)損傷。在工況CUT-2（比例距離為0.537m/kg1/3）下，頂板背爆面跨中出現(xiàn)縱向彎曲裂縫（見圖9（a）），跨中殘余位移達8mm（見表4）。在工況CUT-3（比例距離為0.494m/kg1/3）下，頂板的縱向彎曲裂縫繼續(xù)擴展，并在主裂縫附近產生新的斜裂縫和橫向裂縫（見圖9（b）），頂板跨中殘余位移達44mm。在工況CUT-4（比例距離為0.363m/kg1/3）下，頂板整體呈不對稱的彎剪聯(lián)合破壞（也稱斜剪破壞[25]），頂板迎爆面內外墻側混凝土均發(fā)生拉伸破壞，且破壞不對稱，內墻側較嚴重，迎爆面的破壞區(qū)域沿縱向長達2.36m（見圖10）；頂板背爆面跨中和外墻側支座附近發(fā)生了小范圍混凝土剝落，而內墻側的混凝土大范圍剝落，露出下層主受力筋與分布筋，頂板跨中的殘余位移達140mm。

3.1.2預制節(jié)段拼裝管廊

預制節(jié)段拼裝管廊模型爆炸實驗中考慮了2個起爆位置，即接縫上方（工況PSUT-A）和節(jié)段中心上方（工況PSUT-B）起爆。

預制節(jié)段拼裝管廊在工況PSUT-A1（比例距離為0.763m/kg1/3）下，未出現(xiàn)損傷。在工況PSUT-A2下，頂板背爆面跨中產生縱向彎曲裂縫及細微斜向裂縫（見圖11（a）），跨中殘余位移達9mm（見表4）。在工況PSUT-A3后，頂板的縱向彎曲裂縫繼續(xù)擴展，并產生了新的斜裂縫（見圖11（b）），頂板跨中殘余位移達76mm。在工況PSUT-A4下，預制節(jié)段拼裝管廊損傷集中于節(jié)段5～6，兩節(jié)段的頂板均呈較對稱的彎剪破壞，兩節(jié)段迎爆面在內、外墻側均發(fā)生了嚴重的混凝土拉伸破壞（見圖12）；頂板背爆面近內、外墻側均出現(xiàn)混凝土剝落，露出下層主受力筋和分布筋；節(jié)段5～6頂板背爆面均出現(xiàn)較多縱向的彎曲裂縫，跨中殘余位移達159mm；節(jié)段間發(fā)生錯位滑移，節(jié)段5～6的殘余滑移達32mm，節(jié)段4～5的殘余滑移達65mm。

預制節(jié)段拼裝管廊在工況PSUT-B1下，未出現(xiàn)損傷。在工況PSUT-B2下，節(jié)段3頂板背爆面跨中產生縱向彎曲裂縫（見圖13），跨中殘余位移達26mm（見表4）。在工況PSUT-B3后，節(jié)段3頂板呈非對稱彎剪破壞模式，頂板迎爆面內墻側混凝土發(fā)生拉伸破壞（見圖14），外墻側角部發(fā)生混凝土拉伸破壞；節(jié)段3在與節(jié)段2接縫處發(fā)生混凝土破壞，節(jié)段2和4頂板迎爆面內墻側產生了少量裂縫；節(jié)段3背爆面形成通長的縱向彎曲裂縫并伴隨橫向和斜向裂縫（見圖14），內墻側的加腋區(qū)附近混凝土大量剝落，露出鋼筋，跨中殘余位移達122mm；節(jié)段2背爆面近接縫處存在少量縱向彎曲裂縫，節(jié)段4近接縫處的剪力鍵剪壞，伴隨小范圍混凝土剝落；節(jié)段3與2的殘余滑移達105mm，節(jié)段3與4的殘余滑移達120mm。

3.1.3破壞機理分析

對比工況CUT（圖10）、PSUT-A（圖12）和PSUT-B（圖14）下管廊的最終破壞現(xiàn)象可知，工況CUT和PSUT-B下，頂板均呈不對稱彎剪破壞模式，頂板迎爆面內墻側混凝土拉伸破壞較嚴重。這是因為，外墻側的支座介于鉸支座與固定支座之間，并可發(fā)生轉動并釋放應力，而內墻側為固定支座，很大程度上限制了轉動，只能通過材料破壞形成塑性鉸來允許更大的轉動。工況PSUT-A下，頂板呈較對稱的彎剪破壞模式。這是因為，與工況CUT和PSUT-B不同的是，對于接縫兩側的單個節(jié)段而言，其頂板沿縱向承受偏載，靠近接縫一端載荷大于遠離接縫端，導致變形過程中頂板近接縫端先向下發(fā)生形變；此時外墻側雖介于鉸支座與固定支座之間，可通過一定轉動（外墻頂部向內產生一定變形）釋放應力，但是由于偏載，單節(jié)段外墻近接縫處受到遠離接縫處外墻的約束，其轉動能力有限，使得頂板在接縫外墻側也易產生混凝土剪切和拉伸破壞。由于本實驗是同一位置連續(xù)爆炸實驗，前序工況損傷在后續(xù)實驗中將繼續(xù)開展。

在節(jié)段中心上方起爆時，破壞集中在起爆點正下方的節(jié)段3（見圖14），即主要通過此節(jié)段的損傷破壞消耗爆炸能量；當起爆點在接縫上方時，損傷區(qū)域集中于節(jié)段5～6（見圖12），而對于現(xiàn)澆管廊，損傷區(qū)域更大，縱向達到2.36m（見圖10）。這是因為，預制節(jié)段拼裝管廊在受到爆炸載荷作用時，節(jié)段間產生滑移，在節(jié)段中心上方起爆時殘余滑移較接縫處起爆時的大（見圖12和14），同時造成接縫處的混凝土損傷，使得節(jié)段間的連接變弱，直接導致在受荷過程中鄰近節(jié)段（節(jié)段2和4）無法較好地與中心節(jié)段3協(xié)同變形來抵抗爆炸載荷，使得中心節(jié)段的損傷較嚴重。

已有研究[21]也表明：預制節(jié)段中心上方起爆時，單節(jié)段受到的爆炸載荷（沖量）大于1/4跨與接縫處爆炸。實驗中發(fā)現(xiàn)，節(jié)段中心上方起爆時，頂板的峰值位移和殘余位移均大于接縫處起爆時的工況。這是因為，節(jié)段中心上方起爆時，節(jié)段3承受的爆炸載荷（平均沖量）大于接縫處起爆時節(jié)段5～6上的載荷，對于發(fā)生彎曲破壞或彎剪破壞的構件而言，載荷越大，位移響應也越大。

3.2結構表面壓力

圖15為裝藥量為1.6和7.8kg時整體現(xiàn)澆管廊和預制節(jié)段拼裝管廊結構跨中測點IF-1（工況CUT）、IF-3（工況PSUT-A）和IF-10（工況PSUT-B）的表面壓力時程曲線。由圖15（a）可知，在1.6kg裝藥時（比例距離0.763m/kg1/3），工況CUT-1、PSUT-A1和PSUT-B1實驗的結構表面載荷峰值壓力存在一定誤差（最大相對誤差為21.2%），觀察地沖擊壓力波形可以發(fā)現(xiàn)，工況PSUT-B1下地沖擊壓力在明顯呈上升趨勢時突然呈線性下降，出現(xiàn)非正常波形，因此此誤差可能是由于振動過程中的接觸不良導致的；而壓力到達時間、持時和壓力波形較接近。由圖15（b）可知，在裝藥量為7.8kg時，工況CUT-3、PSUT-A3和PSUT-B3實驗的結構表面載荷峰值壓力和波形幾乎一致，因此可認為在這3次實驗中結構的表面載荷較接近。值得注意的是，藥量越大結構表面壓力曲線衰減越快，這與空氣沖擊波相似，峰值壓力越大衰減越快；而小藥量工況下結構表面壓力曲線衰減較慢且存在二次峰值，這可能與成坑尺寸不同相關，地沖擊在達到結構表面后反射后到達成坑底部會再次反射向結構傳播，小藥量工況下結構表面壓力衰減慢，在一定距離時會對還沒衰減至零的地沖擊壓力形成疊加。不同工況下結構表面跨中載荷的實測峰值壓力和沖量如表5所示，由表5可知，各測點的峰值壓力和載荷沖量隨著藥量的增大（比例爆距的減小）而增大。在實驗過程中，壓力傳感器需要外接供電，而在此工況實驗中外接供電電源出現(xiàn)異常，因此未測得該工況下的壓力數(shù)據(jù)。

3.3位移響應

3.3.1跨中位移

圖16給出了不同爆炸工況下整體現(xiàn)澆和預制節(jié)段拼裝管廊大跨跨中的位移時程曲線，即測點D-1（工況CUT）、D-2（工況PSUT-A）和D-9（工況PSUT-B）的位移時程曲線。此外，需要說明的是，每一工況的跨中位移時程曲線初始值包含了前序工況的殘余位移。表6匯總了各工況下的大跨跨中的峰值位移、支座轉角和殘余位移。

由圖15（a）可知，在工況CUT-1、PSUT-A1和PSUT-B1中（比例距離為0.763m/kg1/3），地沖擊載荷在2.7ms左右到達結構表面，頂板跨中均在約7.1ms開始向下變形（見圖16（a）），在16ms左右達到峰值位移；頂板的峰值位移分別為6.9、7.0和8.6mm，在達到峰值位移后回彈較大的位移，在自由振動階段小幅振動，隨后趨于穩(wěn)定，最終的殘余位移分別為0.8、1.7和1.7mm。在工況CUT-2、PSUT-A2和PSUT-B2中（比例距離為0.537m/kg1/3），頂板跨中峰值位移分別為27.1、27.3和48.7mm，達到峰值位移后回彈大部分位移，在自由振動階段小幅振動，殘余位移分別為9.2、10.0和27.6mm（見圖16（b））。在工況CUT-3、PSUT-A3和PSUT-B3中（比例距離為0.494m/kg1/3），管廊頂板的跨中峰值位移分別為76.5、109.3和149.1mm，現(xiàn)澆管廊頂板在達到峰值位移后反彈約50%的位移，而預制節(jié)段拼裝管廊在接縫或節(jié)段中心上方爆炸時反彈少量位移；在受迫振動結束后，位移較快趨于穩(wěn)定，殘余位移分別達48.1、80.9和124.6mm（見圖16（c））。在工況CUT-4和PSUT-A4中（比例距離為0.363m/kg1/3），管廊頂板的跨中峰值位移分別為152.9和172.4mm；在達到峰值位移后，頂板產生的回彈位移較小并很快趨于穩(wěn)定，殘余位移分別為144.1和164.3mm（見圖16（d））。

對于梁板柱構件，通常以支座轉角來定義損傷[26]，UFC3-340-02[27]將轉角為0°～2°定義為輕微破壞；2°～6°為中度破壞；6°～12°為重度破壞，構件不可修復；大于12°為失效。由表6可知，工況CUT-1、PSUT-A1和PSUT-B1（比例距離為0.763m/kg1/3）下，管廊頂板的支座最大轉角較接近，均小于2°，屬于輕微破壞，即頂板的抗彎剛度損失較小，這也是頂板殘余位移較小的原因。工況CUT-2、PSUT-A2和PSUT-B2（比例距離為0.537m/kg1/3）下，頂板的轉角分別為2.24°、2.25°和4.02°，屬于中等破壞（見表6）；工況PSUT-B2下（節(jié)段上方起爆）的轉角明顯大于其余兩工況，其原因為外部載荷主要由中間節(jié)段（節(jié)段3）抵抗，破壞也集中于此節(jié)段（見圖13）。工況CUT-3、PSUT-A3和PSUT-B3（比例距離為0.494m/kg1/3）下，頂板的最大轉角分別為6.33°、9.09°和12.49°（見表6），在節(jié)段中心起爆時（PSUT-B3）頂板失效（轉角大于12°），其余兩工況下頂板也達到了重度破壞；在接縫上方起爆時（PSUT-A3）頂板轉角超過現(xiàn)澆管廊（1.43倍），說明接縫上方起爆時預制節(jié)段拼裝管廊的抗彎剛度小于現(xiàn)澆管廊，其原因是較大的接縫滑移導致了節(jié)段間連接變弱，節(jié)段間不能很好地協(xié)同抵抗外部載荷。在工況CUT-4和PSUT-A4（比例距離為0.363m/kg1/3）下，整體現(xiàn)澆管廊和預制節(jié)段拼裝管廊頂板最大支座均大于12°，屬于失效，殘余抗彎剛度較小，這也是頂板在達到峰值位移后只產生少量回彈位移的原因。

3.3.2節(jié)段滑移

圖17給出了工況PSUT-A（節(jié)段5～6）和PSUT-B（節(jié)段3～4）下的節(jié)段滑移時程曲線，其分別為測點D-1與D-2的差值（工況PSUT-A），測點D-7和D-8的差值（工況PSUT-B）。由圖17（a）可知，工況PSUT-B1的節(jié)段最大滑移為5.2mm，是工況PSUT-A1的2.89倍（1.8mm）。工況PSUT-B2的節(jié)段最大滑移達到了32.7mm，并產生了25.5mm的殘余滑移（見圖17（b）），PSUT-A2工況的最大滑移和殘余滑移分別僅為9.3和6.4mm。工況PSUT-B3下的最大滑移和殘余滑移分別為136.4和111.8mm；工況PSUTA3的最大滑移為71.2mm（見圖17（c）），實驗后發(fā)現(xiàn)測點D-1上位移計與頂板工裝脫離，因此滑移數(shù)據(jù)在達到峰值后出現(xiàn)了非正常數(shù)據(jù)。在各工況中，節(jié)段中心上方起爆時的峰值滑移和殘余滑移均顯著大于接縫上方起爆，這是由于節(jié)段中心上方起爆時，中間節(jié)段承擔了大部分爆炸載荷，形變較臨近節(jié)段大得多，其相對滑移也較大。

3.4加速度響應

圖18給出了管廊頂板跨中（裝藥正下方測點）的加速度時程曲線，即整體現(xiàn)澆管廊（CUT工況）的測點a-1、預制節(jié)段拼裝管廊接縫處起爆工況下（PSUT-A）的測點a-1和a-2，以及預制節(jié)段拼裝管廊節(jié)段中心上方起爆工況下（PSUT-B）的測點a-1。由圖18和表7可知，在相同比例爆距下，工況PSUT-B下頂板的峰值加速度均明顯大于工況CUT和PSUT-A的。因此，對于預制節(jié)段拼裝管廊，節(jié)段中心上方起爆會引起較大的結構振動。

4結論

（1）地面爆炸載荷作用下，雙艙現(xiàn)澆管廊模型頂板最終發(fā)生非對稱彎剪破壞，具體表現(xiàn)為頂板背爆面近內墻側發(fā)生大面積混凝土剝落破壞，迎爆面內墻側發(fā)生混凝土拉伸破壞，存在較大的豎向殘余位移。

（2）在節(jié)段接縫上方起爆時，預制節(jié)段拼裝管廊損傷集中于接縫處的相鄰兩節(jié)段，兩節(jié)段頂板最終發(fā)生較對稱的彎剪破壞，表現(xiàn)為頂板背爆面內外墻側均發(fā)生大面積混凝土剝落破壞，迎爆面內外墻側均發(fā)生混凝土拉伸破壞，內墻側的損傷比外墻側更嚴重，縱向殘余位移分布在接縫處達到峰值并向遠端漸進衰減，節(jié)段間存在殘余滑移。

（3）在節(jié)段中心上方起爆時，爆炸損傷集中于裝藥正下方的管廊節(jié)段，頂板呈非對稱彎剪破壞模式，表現(xiàn)為頂板背爆面內墻側發(fā)生大面積混凝土剝落破壞，迎爆面內墻側發(fā)生混凝土拉伸破壞，中心節(jié)段與鄰近兩節(jié)段存在較大殘余滑移。

（4）現(xiàn)澆管廊和預制節(jié)段拼裝管廊頂板最終均出現(xiàn)彎剪破壞，但現(xiàn)澆管廊的抗爆性能整體上優(yōu)于預制節(jié)段拼裝管廊；在相同比例距離地面爆炸作用下，節(jié)段中心上方起爆時預制節(jié)段拼裝管廊結構損傷最嚴重，損傷集中于裝藥正下方節(jié)段。

（5）在相同比例距離地面爆炸作用下，節(jié)段中心上方起爆時，預制節(jié)段拼裝管廊頂板的位移、加速度和跨中鋼筋應變響應最大，節(jié)段峰值滑移和殘余滑移均大于接縫上方起爆時的。在比例距離0.763和0.537m/kg1/3地面爆炸作用下，現(xiàn)澆管廊的位移和加速度響應與接縫上方起爆時的預制拼裝管廊接近，在更小比例距離工況下，現(xiàn)澆管廊的位移和加速度響應小于接縫上方起爆時預制拼裝管廊的。