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摘要：本文通过工程实例介绍了用钢结构模架代替传统的扣件式钢管支撑架的支模方法，解决了大直径圆型筒仓穹顶混凝土支模难度大的施工方法。
关键词：大直径圆型储仓 混凝土穹顶 钢结构模架设计 荷载试验
【分类号】：TU731.2
正文：
一、前言
随着国民经济的快速发展，大型储仓越来越多，直径也越来越大，对结构的耐久性也越来越高，特别是建于港口码头上的储仓，对海边气体中的腐蚀性抵抗能力要求也高，因此多设计为钢筋混凝土结构。由于混凝土筒仓的施工方法多为先将筒身仓壁施工到顶，再施工仓顶结构，因此仓顶混凝土施工的模板支立就成为比较困难的一个分项工程。若采用传统方法，以扣件式钢管排架支撑立模，有如下困难，首先是由于筒仓壁已施工到顶，钢管运到仓内十分困难，排架搭设时水平钢管移到受到仓壁的限制更加困難，穹顶混凝土浇筑成型后拆除模板和支架时周转材料运出费工、费时，不但增加成本而且影响工期，安全性也差，为此我们设计了钢结构支模胎架，以型钢焊件拼装成空间结构体系，利用仓壁支承，效果十分满意，不但节约了成本，而且大大缩短了工期，现将设计和施工介绍如下。
二、工程概况
以福建某港口粮食储备库，浅圆仓仓顶混凝土穹顶为例：
该工程一标段浅圆仓12只仓内径25m，壁厚280mm，檐高24.45m，仓顶平台标高30m，仓壁上环梁500×750，环梁凸向仓壁外220mm，仓顶平台环梁（穹顶压力环）500×650，仓顶平台直径6300mm；仓顶平台板厚180mm，穹顶斜板厚200mm；混凝土强度等级C35，穹顶斜坡坡设为 =0.5102，斜坡与水平面夹角为27°05?。
三、设计方案如下图：
钢架结构剖面布置图
上弦平面布置图
下弦平面布置图
四、荷载计算与杆件内力校核
1、荷载分区：
荷载分布图：
2、结构分析：
模架为组合杆件，形成的空间结构受力复杂，接近于网架结构，因此不通过模型软件进行有限元分析很难精确计算，但施工计算以偏安全为原则，将杆件视为铰支，进行近似计算。然后通过荷载试验校核其强度和刚度，符合后再实施。
⑴、将胎架视为倒锥体圆台，由20个支座支承在混凝土仓壁的后焊钢牛腿上（牛腿焊在预埋件上）。
①、圆台中心BCFG可视为中心花轱筒，为主要受压构件，由上围圈：H350×175×7×11焊接H型钢和10根φ159×4.5无缝钢管斜柱与下拉环（直径2000厚16钢板）组成。
②、辐射型桁架斜梁上与花钴筒上围圈连结，下与[28b张力环连结，连结方式为高强螺栓连结。
⑵、花轴筒上围圈受斜梁传来的侧向压力，10根钢管斜柱受轴向压力。下拉环受圆周外向拉力。
⑶、辐射斜梁为压弯构件，分上下两段，示意图中AJ为下段，JB为上段。
⑷、小短柱（示意中的JE和KH）为φ127×4.5无缝钢管，是受压构件。
⑸、下弦φ25主钢和I14工字钢为受拉构件。
⑹、φ20斜拉杆起稳定作用，是构造措施，可不作受力校核。
⑺、支座的牛腿和预埋为全部荷载的支承件共20个，必须进行受力校核。
3、组合件斜梁坡度：
斜柱BF的斜度 =0.3598
斜柱BF与斜梁AJB夹角=19°48?+62°58?=82°46?
4、圆合各部面积：
Ⅰ区：A=（3.75）2×3.14=44.18m2
Ⅱ侧表面积：A=πL（R+r）
L（斜长）= =4.97m
A=3.14×4.97×（8.2+3.75）=186.49m2
Ⅲ区侧表面积：A=πL（R+r）
L= =4.54m
A=3.14×4.54×20.45=291.53m2
5、荷载标准值
Ⅰ区平台板混凝土厚180mm，环梁（去板厚）为500×470，平均板厚以200mm计。
⑴、混凝土自重标准值（含钢筋）25.1KN/M3×0.2m×44.18M2=221.8 KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×44.18M2=22KN
⑶、钢结构自重 52KN（Ⅰ区上弦杆件）
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×44.18M2=110.5KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=（221.8+22+52）×1.35+110.5×1.4=554 KN
q=554 KN/44.18M2=12.54KN/M2
Ⅱ区荷载计算
⑴、混凝土自重标准值（含钢筋）25.1KN/M3×0.2m×186.49M2=936.2KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×186.49M2=93.2KN
⑶、钢结构自重 1.59×20=31.8KN（每根斜梁1.59KN）
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×186.49M2=466.2KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=1061.2×1.35+466.2×1.4=1432.65+652.7=2085.3KN
q=11.18KN/M2
设Ⅱ区斜梁上的荷载传给斜拉和小短柱，则荷载分配如下，圆台上半段侧面80.16M2，荷载总值为80.16×11.18=896.19KN
下半段荷载总值为2085.3-896.19=1189.1KN Ⅲ区荷载计算
⑴、混凝土自重标准值25.1KN/M3×0.2m×291.53M2=1463.48KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×291.53M2=145.8KN
⑶、钢结构自重 1.78×20=35.6KN
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×291.53M2=729KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=1644.9×1.35+729×1.4=2220.6+1020.6=3241.2KN
q=11.12KN/M2
Ⅲ区圆台上半段面积为133.25m2，则上半段荷载值为11.12×133.25=1481.7KN
下半段荷载总值为3241.2KN-1481.7KN=1759.5KN
豎向荷载总设计值为554KN+2085.3KN+3241.2KN=5880.5KN
共20个支座，每个支座的竖向荷载为5880.5÷20=294KN
6、主要杆件和节点内力计算
⑴、花轱筒斜拉：斜拉共10根，φ159×4.5无缝钢管
材料信息：L=5.31M 钢号Q235 r=5.45cm A=24.19cm2
每根斜承受Ⅰ区传来的荷载/10+Ⅱ区上半段传来的荷载/10
N??1=554KN/10×cos19°48?=55.4×0.941=52.07KN
N2=896.19KN/10×cos70°12?=89.2×0.992=88.5KN
钢斜柱的轴向力=N??1+N2=140.6KN
内力?= 由入查表 mm =0.627
?= 92.7N/mm2<[205N/mm2]安全
⑵、花轱筒上围圈：（压力环）材料Q345 规格350×170×7×11
材料信息：A=5404mm2 Wx=480937mm3 Q345[?=300N/mm2]
Ⅱ区斜梁传至围圈的环向力896.19KN，任意断面的内力为：
N??1=± KN（负数为压力）
Ⅰ区传给围圈的竖向力N2= KN
竖向荷载产生的弯距M=0.1ql2=0.1×23.1×2.36×2.36=12.87KN·M
?1= N/mm2
?2= N/mm2
?=?1+?2=78.97+26.76=105.73N/mm2<[300N/mm2]安全
⑶、花轱筒下拉环验算
下拉环为-16φ2000，断面积A=32000mm2 Q345[?=300N/mm2]
竖向总荷载为：5880.5KN
水平拉力为：5880.5×0.8904（cos27°05?）=5236KN
环拉力N=5236/2=2618KN
拉环内力 =81.8N/mm2<[300N/mm2]安全
⑷、下拉杆验算
下拉杆共20道，每道为2根φ25
拉杆断面积490.8mm2×2=981.6mm2[?]=300N/mm2
每道拉杆水平拉力为N：N=5236KN/20=261.8KN
内力 =254.0N/mm2<[300N/mm2]安全
⑸、小短柱验算
小短柱为φ127×4.5无缝钢管，A=17.32cm2 h=2055mm i=4.33cm
=47.38 查表 =0.920 [?]=300N/mm2
荷载为Ⅱ区下半段和Ⅲ区上半段传来的竖向力
N=1189.1+1481.7=2670.8KN
每根小短柱轴向压力N=2670.8/20=133.5KN
内力 =83.8N/mm2<[?]=300N/mm2安全
⑹、斜梁与上围圈连结销验算：
连结销φ400钢棒 Q345共20根 A=1256.64mm [ ]=155N/mm2
斜梁在上围圈处的支座反力：N=896.19KN/20=44.81KN
V= N/mm2<[ ]安全
⑺、上斜梁验算
斜梁位置与坡度
Ⅱ区斜梁20根H250×125×6×9（JB）
Ⅲ区斜梁20根H246×175×6×12（AJ）
斜梁上的荷载：Ⅱ区 2085.3KN/20=104.27KN Ⅱ=4970mm
Ⅲ区 3241.2KN/20=162.1KN Ⅲ=4548mm
qⅡ= KN/m qⅢ= KN/m
Ⅲ区荷载大，为不利部位，以Ⅲ区为例验算
斜梁信息：型号 H246×175×7×11 A=5404mm2 I=58674261mm4
Wx=480973mm3 =44<150
与梁垂直方向荷载qV=35.6×0.8904（cos27°05?）=31.7KN/M
沿梁轴向力q5=35.6×0.4553（sin27°05?）=16.2KN/M
Mmax=0.125ql2=0.125×31.7×4.552=82.03KN-M
=170.55N/mm2
轴向力N=16.2×4.55=73.71KN
=13.64
170.55+13.64=184.19N/mm2<[300N/mm2]
⑻、支座设计
支座为20个钢牛腿焊接在仓壁的预埋件上 ①、牛腿大样：
②、预埋大样：
预埋件板厚16mm锚筋Φ20（HRB335），锚筋长l=250mm，锚筋与钢板连结采用塞焊（按焊接技术规程做），每个牛腿上的竖向荷载为294KN
③、牛腿与预埋个验算（略）：
除牛腿与埋件的焊缝要验算外，还要对埋件的抗拔力和Φ20锚筋的自身强度与抗拉力进行验算，更重要的是对牛腿处仓壁混凝土及配筋进行验算，若不满足要求要对原仓壁在牛腿高度范围，上下影响范围的配筋采取加强措施（本工程经验算，原仓壁配筋不能满足牛腿偏心荷载承载力要求在牛腿形心下3500mm，上1500mm采取加强措施，使其达到承载要求。）
五、施工
⑴、钢构件必须在工厂加工，须按《钢结构设计规范》GB50017进行验算，（本工程设计计算后，曾请船舶学院钢结构教研室用SAP2000软件建模进行整体受力分析，复核了各主要杆件、节点的强度均能满足要求，个别杆件的刚度不够，在实施时作了调整）。
⑵、加工时必须按《钢结构连接节点设计手册》（中国建筑工业出版社2005第二版）先画出节点连接详图和加工样单向施工班组详细交底。
⑶、焊接必须按《建筑钢结构焊接技术规程》JGJ81执行，高强螺栓必须按《高强螺栓连接技术规程》施工。
⑷、现场拼装应根据仓壁的施工方法决定拼装方案，若是仓壁滑模施工可在滑模施工前在仓内拼装好，滑模时由提升架随滑升带升高空，就位在牛腿位置再焊牛腿就位。若仓壁采用翻模施工可在仓壁施工到顶后，搭设中心井架作拼装平台，由塔吊配合对称拼装在牛腿上（两种拼装方案另详）。
⑸、作为一种新工艺，拼装前应在工厂内找一块平整场地按设计要求进行试拼装，而且试拼装后应按设计荷载进行荷载试验，其方法是设20支点，在安装的钢架上用砂袋堆载，平均约80cm高，（砂重按1.4T/m3计，每平方米重11.2KN左右）。堆满后检查节点处的拼装螺栓，焊缝情况，检查斜梁的挠度、压杆的变形，拱高的下沉量等并对结果作出评判，以修正设计方案，（本工程试验的结果无变形和破坏情况）。
⑹、拆除
穹顶施工时在穹顶靠下环梁位置预留6个洞口，到拆除时间在洞口上焊6个小龙门架，用6只10噸葫芦将钢架平稳落地后再拆除（钢架重25吨）。
本方案已在广州、天津等几个工程实施，成本比传统的钢管支撑架节约30%以上，施工进度均比传统工艺加快。
参考书：
1、中华人民共和国建设部，《钢结构设计规范》GB50017-2003，中国计划出版社，2003
2、沈世钊，《大跨空间结构理论研究和工程实践》， 中国工程科学， 2001
3、董石麟、赵阳、周岱，《我国空间钢结构发展中的新技术、新结构》，土木工程学报，1998.
关键词：大直径圆型储仓 混凝土穹顶 钢结构模架设计 荷载试验
【分类号】：TU731.2
正文：
一、前言
随着国民经济的快速发展，大型储仓越来越多，直径也越来越大，对结构的耐久性也越来越高，特别是建于港口码头上的储仓，对海边气体中的腐蚀性抵抗能力要求也高，因此多设计为钢筋混凝土结构。由于混凝土筒仓的施工方法多为先将筒身仓壁施工到顶，再施工仓顶结构，因此仓顶混凝土施工的模板支立就成为比较困难的一个分项工程。若采用传统方法，以扣件式钢管排架支撑立模，有如下困难，首先是由于筒仓壁已施工到顶，钢管运到仓内十分困难，排架搭设时水平钢管移到受到仓壁的限制更加困難，穹顶混凝土浇筑成型后拆除模板和支架时周转材料运出费工、费时，不但增加成本而且影响工期，安全性也差，为此我们设计了钢结构支模胎架，以型钢焊件拼装成空间结构体系，利用仓壁支承，效果十分满意，不但节约了成本，而且大大缩短了工期，现将设计和施工介绍如下。
二、工程概况
以福建某港口粮食储备库，浅圆仓仓顶混凝土穹顶为例：
该工程一标段浅圆仓12只仓内径25m，壁厚280mm，檐高24.45m，仓顶平台标高30m，仓壁上环梁500×750，环梁凸向仓壁外220mm，仓顶平台环梁（穹顶压力环）500×650，仓顶平台直径6300mm；仓顶平台板厚180mm，穹顶斜板厚200mm；混凝土强度等级C35，穹顶斜坡坡设为 =0.5102，斜坡与水平面夹角为27°05?。
三、设计方案如下图：
钢架结构剖面布置图
上弦平面布置图
下弦平面布置图
四、荷载计算与杆件内力校核
1、荷载分区：
荷载分布图：
2、结构分析：
模架为组合杆件，形成的空间结构受力复杂，接近于网架结构，因此不通过模型软件进行有限元分析很难精确计算，但施工计算以偏安全为原则，将杆件视为铰支，进行近似计算。然后通过荷载试验校核其强度和刚度，符合后再实施。
⑴、将胎架视为倒锥体圆台，由20个支座支承在混凝土仓壁的后焊钢牛腿上（牛腿焊在预埋件上）。
①、圆台中心BCFG可视为中心花轱筒，为主要受压构件，由上围圈：H350×175×7×11焊接H型钢和10根φ159×4.5无缝钢管斜柱与下拉环（直径2000厚16钢板）组成。
②、辐射型桁架斜梁上与花钴筒上围圈连结，下与[28b张力环连结，连结方式为高强螺栓连结。
⑵、花轴筒上围圈受斜梁传来的侧向压力，10根钢管斜柱受轴向压力。下拉环受圆周外向拉力。
⑶、辐射斜梁为压弯构件，分上下两段，示意图中AJ为下段，JB为上段。
⑷、小短柱（示意中的JE和KH）为φ127×4.5无缝钢管，是受压构件。
⑸、下弦φ25主钢和I14工字钢为受拉构件。
⑹、φ20斜拉杆起稳定作用，是构造措施，可不作受力校核。
⑺、支座的牛腿和预埋为全部荷载的支承件共20个，必须进行受力校核。
3、组合件斜梁坡度：
斜柱BF的斜度 =0.3598
斜柱BF与斜梁AJB夹角=19°48?+62°58?=82°46?
4、圆合各部面积：
Ⅰ区：A=（3.75）2×3.14=44.18m2
Ⅱ侧表面积：A=πL（R+r）
L（斜长）= =4.97m
A=3.14×4.97×（8.2+3.75）=186.49m2
Ⅲ区侧表面积：A=πL（R+r）
L= =4.54m
A=3.14×4.54×20.45=291.53m2
5、荷载标准值
Ⅰ区平台板混凝土厚180mm，环梁（去板厚）为500×470，平均板厚以200mm计。
⑴、混凝土自重标准值（含钢筋）25.1KN/M3×0.2m×44.18M2=221.8 KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×44.18M2=22KN
⑶、钢结构自重 52KN（Ⅰ区上弦杆件）
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×44.18M2=110.5KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=（221.8+22+52）×1.35+110.5×1.4=554 KN
q=554 KN/44.18M2=12.54KN/M2
Ⅱ区荷载计算
⑴、混凝土自重标准值（含钢筋）25.1KN/M3×0.2m×186.49M2=936.2KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×186.49M2=93.2KN
⑶、钢结构自重 1.59×20=31.8KN（每根斜梁1.59KN）
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×186.49M2=466.2KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=1061.2×1.35+466.2×1.4=1432.65+652.7=2085.3KN
q=11.18KN/M2
设Ⅱ区斜梁上的荷载传给斜拉和小短柱，则荷载分配如下，圆台上半段侧面80.16M2，荷载总值为80.16×11.18=896.19KN
下半段荷载总值为2085.3-896.19=1189.1KN Ⅲ区荷载计算
⑴、混凝土自重标准值25.1KN/M3×0.2m×291.53M2=1463.48KN
⑵、模板及支撑 0.5KN/M3×291.53M2=145.8KN
⑶、钢结构自重 1.78×20=35.6KN
⑷、施工荷载 2.5KN/M3×291.53M2=729KN
荷载组合 N=（⑴+⑵+⑶）×1.35+⑷×1.4
=1644.9×1.35+729×1.4=2220.6+1020.6=3241.2KN
q=11.12KN/M2
Ⅲ区圆台上半段面积为133.25m2，则上半段荷载值为11.12×133.25=1481.7KN
下半段荷载总值为3241.2KN-1481.7KN=1759.5KN
豎向荷载总设计值为554KN+2085.3KN+3241.2KN=5880.5KN
共20个支座，每个支座的竖向荷载为5880.5÷20=294KN
6、主要杆件和节点内力计算
⑴、花轱筒斜拉：斜拉共10根，φ159×4.5无缝钢管
材料信息：L=5.31M 钢号Q235 r=5.45cm A=24.19cm2
每根斜承受Ⅰ区传来的荷载/10+Ⅱ区上半段传来的荷载/10
N??1=554KN/10×cos19°48?=55.4×0.941=52.07KN
N2=896.19KN/10×cos70°12?=89.2×0.992=88.5KN
钢斜柱的轴向力=N??1+N2=140.6KN
内力?= 由入查表 mm =0.627
?= 92.7N/mm2<[205N/mm2]安全
⑵、花轱筒上围圈：（压力环）材料Q345 规格350×170×7×11
材料信息：A=5404mm2 Wx=480937mm3 Q345[?=300N/mm2]
Ⅱ区斜梁传至围圈的环向力896.19KN，任意断面的内力为：
N??1=± KN（负数为压力）
Ⅰ区传给围圈的竖向力N2= KN
竖向荷载产生的弯距M=0.1ql2=0.1×23.1×2.36×2.36=12.87KN·M
?1= N/mm2
?2= N/mm2
?=?1+?2=78.97+26.76=105.73N/mm2<[300N/mm2]安全
⑶、花轱筒下拉环验算
下拉环为-16φ2000，断面积A=32000mm2 Q345[?=300N/mm2]
竖向总荷载为：5880.5KN
水平拉力为：5880.5×0.8904（cos27°05?）=5236KN
环拉力N=5236/2=2618KN
拉环内力 =81.8N/mm2<[300N/mm2]安全
⑷、下拉杆验算
下拉杆共20道，每道为2根φ25
拉杆断面积490.8mm2×2=981.6mm2[?]=300N/mm2
每道拉杆水平拉力为N：N=5236KN/20=261.8KN
内力 =254.0N/mm2<[300N/mm2]安全
⑸、小短柱验算
小短柱为φ127×4.5无缝钢管，A=17.32cm2 h=2055mm i=4.33cm
=47.38 查表 =0.920 [?]=300N/mm2
荷载为Ⅱ区下半段和Ⅲ区上半段传来的竖向力
N=1189.1+1481.7=2670.8KN
每根小短柱轴向压力N=2670.8/20=133.5KN
内力 =83.8N/mm2<[?]=300N/mm2安全
⑹、斜梁与上围圈连结销验算：
连结销φ400钢棒 Q345共20根 A=1256.64mm [ ]=155N/mm2
斜梁在上围圈处的支座反力：N=896.19KN/20=44.81KN
V= N/mm2<[ ]安全
⑺、上斜梁验算
斜梁位置与坡度
Ⅱ区斜梁20根H250×125×6×9（JB）
Ⅲ区斜梁20根H246×175×6×12（AJ）
斜梁上的荷载：Ⅱ区 2085.3KN/20=104.27KN Ⅱ=4970mm
Ⅲ区 3241.2KN/20=162.1KN Ⅲ=4548mm
qⅡ= KN/m qⅢ= KN/m
Ⅲ区荷载大，为不利部位，以Ⅲ区为例验算
斜梁信息：型号 H246×175×7×11 A=5404mm2 I=58674261mm4
Wx=480973mm3 =44<150
与梁垂直方向荷载qV=35.6×0.8904（cos27°05?）=31.7KN/M
沿梁轴向力q5=35.6×0.4553（sin27°05?）=16.2KN/M
Mmax=0.125ql2=0.125×31.7×4.552=82.03KN-M
=170.55N/mm2
轴向力N=16.2×4.55=73.71KN
=13.64
170.55+13.64=184.19N/mm2<[300N/mm2]
⑻、支座设计
支座为20个钢牛腿焊接在仓壁的预埋件上 ①、牛腿大样：
②、预埋大样：
预埋件板厚16mm锚筋Φ20（HRB335），锚筋长l=250mm，锚筋与钢板连结采用塞焊（按焊接技术规程做），每个牛腿上的竖向荷载为294KN
③、牛腿与预埋个验算（略）：
除牛腿与埋件的焊缝要验算外，还要对埋件的抗拔力和Φ20锚筋的自身强度与抗拉力进行验算，更重要的是对牛腿处仓壁混凝土及配筋进行验算，若不满足要求要对原仓壁在牛腿高度范围，上下影响范围的配筋采取加强措施（本工程经验算，原仓壁配筋不能满足牛腿偏心荷载承载力要求在牛腿形心下3500mm，上1500mm采取加强措施，使其达到承载要求。）
五、施工
⑴、钢构件必须在工厂加工，须按《钢结构设计规范》GB50017进行验算，（本工程设计计算后，曾请船舶学院钢结构教研室用SAP2000软件建模进行整体受力分析，复核了各主要杆件、节点的强度均能满足要求，个别杆件的刚度不够，在实施时作了调整）。
⑵、加工时必须按《钢结构连接节点设计手册》（中国建筑工业出版社2005第二版）先画出节点连接详图和加工样单向施工班组详细交底。
⑶、焊接必须按《建筑钢结构焊接技术规程》JGJ81执行，高强螺栓必须按《高强螺栓连接技术规程》施工。
⑷、现场拼装应根据仓壁的施工方法决定拼装方案，若是仓壁滑模施工可在滑模施工前在仓内拼装好，滑模时由提升架随滑升带升高空，就位在牛腿位置再焊牛腿就位。若仓壁采用翻模施工可在仓壁施工到顶后，搭设中心井架作拼装平台，由塔吊配合对称拼装在牛腿上（两种拼装方案另详）。
⑸、作为一种新工艺，拼装前应在工厂内找一块平整场地按设计要求进行试拼装，而且试拼装后应按设计荷载进行荷载试验，其方法是设20支点，在安装的钢架上用砂袋堆载，平均约80cm高，（砂重按1.4T/m3计，每平方米重11.2KN左右）。堆满后检查节点处的拼装螺栓，焊缝情况，检查斜梁的挠度、压杆的变形，拱高的下沉量等并对结果作出评判，以修正设计方案，（本工程试验的结果无变形和破坏情况）。
⑹、拆除
穹顶施工时在穹顶靠下环梁位置预留6个洞口，到拆除时间在洞口上焊6个小龙门架，用6只10噸葫芦将钢架平稳落地后再拆除（钢架重25吨）。
本方案已在广州、天津等几个工程实施，成本比传统的钢管支撑架节约30%以上，施工进度均比传统工艺加快。
参考书：
1、中华人民共和国建设部，《钢结构设计规范》GB50017-2003，中国计划出版社，2003
2、沈世钊，《大跨空间结构理论研究和工程实践》， 中国工程科学， 2001
3、董石麟、赵阳、周岱，《我国空间钢结构发展中的新技术、新结构》，土木工程学报，1998.