Содержание к диссертации
Введение
1. Состояние вопроса и задачи исследований 10
1.1. Анализ ранее проведенных исследований по учету влияния трещин при проектировании 10
1.2. Анализ ранее проведенных исследований о причинах появления трещин в монолитных зданиях 18
1.2.1. Классификация трещин 18
1.2.2. Влияние технологических факторов на появление трещин 24
1.2.3. Влияние конструктивных факторов на появление трещин 30
1.3. Классификация монолитных зданий 35
2. Методика проведения исследований 44
2.1. Выбор методики и: -теоретической основы исследований 44
2.2. Основные принципы построения расчетных моделей монолитных зданий Методом Конечных Элементов (МКЭ) 45
2.3. Методика определения минимальной жесткости диафрагм рамно - связевого каркаса 47
2.3.1. Теоретическая основа определения минимальной жесткости диафрагм рамно - связевого каркаса 47
2.3.2. Обоснование применения упругих расчетных моделей 52
2.3.3. Параметры моделируемых несущих систем 58
2.3.4. Последовательность определения минимальной жесткости диафрагм рамно - связевого каркаса 66
2.4. Принятые подходы к оценке влияния трещин в диафрагмах на работу элементов рамно - связевых каркасов 67
2.5. Методика оценки трещиностойкости сопряжения разнонагруженных стен по критериям прочности при неодноосном напряженном состоянии 69
3. Разработка методики моделирования трещин в расчетных схемах МКЭ 74
3.1. Методика дискретного моделирования трещин в расчетных моделях зданий при расчете с помощью МКЭ 74
3.2. Определение податливости конечных элементов, моделирующих работу арматуры в трещине 76
4. Минимальная жесткость диафрагм без трещин 100
4.1. Исследование минимального количества пролетов рамной несущей системы, допускающего отсутствие диафрагмы 100
4.2. Определение минимальной жесткости диафрагм по критерию расчета прочности колонн 110
4.3. Определение минимальной жесткости диафрагм по критерию перемещений рамно - связевого каркаса 114
4.4. Определение минимальной жесткости диафрагм по критерию перекосов рамно - связевого каркаса 119
4.5. Сравнение минимальной жесткости диафрагм, определяемой по различным критериям 124
5. Исследование влияния технологических трещин и некачественных горизонтальных швов бетонирования на работу диафрагм жесткости 130
5.1. Данные обследования существующих зданий 130
5.1.1. Конструктивные особенности обследованных зданий 130
5.1.2. Методика проведения обследования 134
5.1.3. Результаты обследования зданий 135
5.2. Учет дефектов в расчетных моделях 146
5.3. Исследование влияния трещин на жесткость диафрагм 158
5.4. Исследование влияния трещин на перераспределение напряжений в диафрагмах жесткости 167
6. Анализ трещинообразования в стенах бескаркасных зданий 176
6.1. Данные обследования существующих зданий 176
6.1.1. Конструктивные особенности обследованных зданий 176
6.1.2. Параметры трещин и швов бетонирования в стенах зданий 181
6.2. Исследование причин появления трещин 210
6.3. Расчет трещиностойкости по существующей методике 214
6.4. Использование критериев прочности при неодноосном напряженном состоянии при расчете трещиностойкости сопряжения разнонагруженных стен 218
6.4.1. Поэтажно возрастающая расчетная модель 218
6.4.2. Исследование сходимости данных расчета по поэтажно возрастающей модели с данными обследований зданий 226
6.5. Исследование влияния трещин на работу стен 232
Общие выводы 236
Список литературы 23 8
Приложение
- Анализ ранее проведенных исследований о причинах появления трещин в монолитных зданиях
- Основные принципы построения расчетных моделей монолитных зданий Методом Конечных Элементов (МКЭ)
- Определение податливости конечных элементов, моделирующих работу арматуры в трещине
- Определение минимальной жесткости диафрагм по критерию расчета прочности колонн
Введение к работе
За последние годы резко возросли объемы монолитного домостроения: в 1999 году его объем в г. Москве составил 25 % от общего объема строительства жилых и общественных зданий, а в 2000 г. объем монолитного домостроения достиг 50 % [27]. Начало применения монолитного железобетона для строительства многоэтажных жилых зданий можно отнести к восьмидесятым годам. В 1987 году в ЦНИИЭП жилища была разработана научно - техническая программа 0.55.04 по дальнейшему совершенствованию монолитного домостроения [11]. Затем она переросла в комплексную программу «Монолит-90». По результатам проведенных работ появился ряд нормативных и рекомендательных документов [38, 50 и др.].
В этих документах существенное внимание уделено обеспечению трещиностойкости монолитных зданий при их возведении. Основные методы борьбы с трещинами: подбор составов бетонов, уход за бетоном, ограничение размеров захваток. Однако опыт строительства последних лет показывает, что ряд требований ранее разработанных документов (например, по размерам захваток), становятся невыполнимыми при современных темпах строительства. Так, например, рекомендуется размеры захваток назначать таким образом, чтобы отношение их длины к высоте не превышало двух [38]. При изготовлении протяженных стен данная рекомендация соблюдается не всегда.
Трещины в железобетоне - естественное явление. Нормативные документы [56] допускают образование трещин при воздействии эксплуатационной нагрузки различной ширины раскрытия, в зависимости от армирования и условий эксплуатации конструкции. Например, при эксплуатации конструкции в неагрессивной и слабоагрессивной среде при арматуре класса АШ допускается непродолжительное асгс} = 0,25 мм и продолжительное асгс2 - 0,2 мм раскрытие трещин.
За последние годы проведен ряд работ, на основе которых были определены параметры допустимых технологических трещин [22]. Однако эти требования в основном касались сборных конструкций заводского изготовления.
В руководствах и пособиях по проектированию конструкций монолитных зданий не даны способы учета технологических трещин. Проектировщик вынужден полагаться на нередко противоречивые заключения по результатам обследований зданий или собственный опыт, возникают различные мнения о влиянии трещин на работу несущих конструкций здания и о необходимости борьбы с ними, или необходимость ограничений по характеру и раскрытию трещин в зависимости от особенностей конструктивного решения здания.
В данной работе не рассматриваются причины появления технологических трещин, за исключением трещин в зданиях с монолитными стенами и сборными перекрытиями. Работа посвящается методам учета технологических трещин при проведении поверочных расчетов и при проектировании.
Актуальность работы определяется необходимостью установления требуемого уровня одного из важнейших показателей качества диафрагм жесткости многоэтажных монолитных зданий - параметров допустимых технологических трещин.
Целью диссертационной работы является определение допустимых, с точки зрения несущей способности и пригодности к нормальной эксплуатации монолитных зданий, параметров технологических трещин в диафрагмах жесткости.
Автор защищает: - результаты теоретического исследования минимальной жесткости диафрагм связевого каркаса; методику моделирования трещин в диафрагмах жесткости расчетных моделей монолитных зданий, принятых для расчетов на основе МКЭ; результаты исследования работы арматуры в трещине и анализ предложений различных авторов по назначению жесткости моделирующим арматуру конечным элементам; результаты численного эксперимента по оценке влияния количества и расположения трещин в диафрагмах жесткости на условия работы внутренних колонн связевого каркаса и всего каркаса в целом; методику построения расчетной модели здания с монолитными стенами, с учетом срока его возведения, и оценки на основе этой модели трещиностойкости сопряжения разнонагруженных стен.
Научная новизна: даны предложения по назначению минимальной жесткости диафрагм рамно - связевого каркаса многоэтажных монолитных зданий; установлено, что при существующем подходе к назначению жесткости диафрагм закладываются значительные запасы и в ряде случаев встречающиеся на практике трещины не влияют на работу несущей системы здания; установлены условия (жесткость диафрагм, шаг и расположение трещин) при которых трещины не оказывают влияние на несущую способность здания; предложена методика расчета трещиностойкости сопряжения разнонагруженных железобетонных стен бескаркасных зданий, с учетом срока их возведения.
Практическое значение работы заключается в том, что впервые сформулированы условия и даны ограничения по параметрам технологических трещин в диафрагмах жесткости, при которых трещины не влияют на работу внутренних колонн и каркаса здания, поэтому допускаются. Результаты работы позволяют оценивать качество изготовления и пригодность к нормальной эксплуатации диафрагм жесткости с трещинами и исходя из этого назначать мероприятия по устранению дефектов изготовления. Результаты работы позволяют так же уменьшить расход материалов и трудоемкость изготовления диафрагм жесткости рамно-связевых каркасов.
Апробация работы: Результаты диссертации были опубликованы в трех печатных статьях, двух депонированных работах, использовались при принятии решений по ряду объектов, построенных в гг. Москве, Самаре и Ставрополе в 1998 - 2001 годах.
Диссертация состоит из шести глав, основных выводов, рекомендаций по учету трещин, примеров расчета с учетом трещин, списка литературы из 84 названий. Работа изложена на 261 страницах машинописного текста, содержит 93 рисунка, 35 таблиц, пять приложений.
Работа выполнялась в лаборатории железобетонных конструкций и контроля качества ГУП НИИЖБ в 1998-2001 годах.
Автор выражает глубокую признательность за научное и методическое руководство заведующему лабораторией члену-корреспонденту РААСН, доктору технических наук, профессору, Заслуженному деятелю науки и техники РФ Клевцову В.А. и другим сотрудникам лаборатории за помощь в проведении исследований.
Анализ ранее проведенных исследований о причинах появления трещин в монолитных зданиях
Классификация трещин в железобетонных конструкциях в литературе приводится во многих работах, например: [13, 22, 24, 25, 26, 29, 38, 59, 68, 73, 77,78].
В работе д.т.н., проф. Н.И. Карпенко [13] изучалось деформирование железобетона с трещинами. Была предложена следующая классификация трещин: 1) Структурные трещины, которые обычно не выделяются для отдельного рассмотрения, а учитываются в интегральных характеристиках связей между напряжениями и деформациями. Возможности их учета могут быть разными. В связи с этим структурные дефекты иногда делятся на два типа: технологические, возникающие в процессе изготовления конструкции, и силовые - возникающие, в основном, в процессе эксплуатации конструкции под нагрузкой. Истинную грань между силовыми и технологическими трещинами провести трудно. В работе [13] отмечается, что силовые трещины обычно располагаются направленно, приводя в итоге к выраженному изменению физико - механических характеристик по разным направлениям (анизотропии свойств).
В настоящей диссертационной работе принимается, что термин «технологические» указывает на возникновение трещин в период возведения здания, так как эти трещины по существу часто являются силовыми, от усилий, возникающих в процессе возведения здания. 2) Трещины разрушения структурных элементов, пересекающие один или несколько структурных элементов, но еще не представляющие опасности для несущей способности конструкции в целом. 3) Магистральные трещины, которые характеризуют разрушение всей конструкции в целом или отдельных важных ее частей.
Классификация трещин составлена в данном виде для разработки и систематизации способов учета трещин в расчетных моделях железобетонных конструкций.
Вид трещин по данной классификации может зависеть и от вида напряженного состояние конструкции. Например, неструктурные трещины, при которых начинается разрушение элемента при растяжении, могут быть структурными, если тот же элемент подвергается сжатию. В работе [13] отмечается, что трещины, которые не могут быть отнесены к структурным, должны прослеживаться дискретно, например Методом Конечных Элементов (МКЭ), с постепенно выключающимися связями в узлах. В работе [73], выполненной под руководством д.т.н., проф. Н.А. Маркарова исследовалась работа сжатых элементов с появившимися до приложения нагрузки трещинами. На основе обобщения данных, представленных в [22, 24, 25, 26, 29, 68, 77, 78] предложена следующая классификация трещин: 1. По направлению к оси элемента: - нормальные; - наклонные; - продольные. 2. По глубине проникновения в тело бетона: - поверхностные; - несквозные; - сквозные. 3. По длине распространения на сечении элемента: - угловые короткие; - угловые длинные; - трехсторонние короткие; - трехсторонние длинные; - трехсторонние; - четырехсторонние (замкнутые). 4. По ширине раскрытия: - волосяные {асгс 0,1 мм); - мелкие {асгс 0,3 мм); - средние (аСҐС = 0,3-0,5 мм); - большие (асгс = 0,5-1,0 мм); - значительные (асгс 1,0 мм). По виду различаются трещины: - с параллельными стенками; - клиновидные; - много клиновидных в одном сечении; - клиновидные внахлестку; - веретенообразные; - параллельные (непараллельные); - пересекающиеся; - в виде сетки трещин. Классификация дана по результатам обследований сборных конструкций, преимущественно одноэтажных производственных зданий. Представленная классификация наиболее полно отражает параметры встречающихся в железобетоне трещин, фиксируемых визуально.
Основные принципы построения расчетных моделей монолитных зданий Методом Конечных Элементов (МКЭ)
В настоящей работе используется метод расчета, основанный на предположении о линейной работе материала. Такая методика использована в большинстве работ по исследованию работы конструкций пространственных несущих систем зданий и при проектировании конструкций [7, 23, 38, 44, 50, 70, 77, 82 и др.]. Длительные процессы в бетоне, связанные с проявлением ползучести, учитываются введением в расчет модуля длительных деформаций, определяемого в соответствии с [50].
Точность решения МКЭ во многом зависит от крупности сетки членения на КЭ. С одной стороны, с увеличением густоты сетки КЭ точность решения растет. С другой стороны, с уменьшением относительных размеров КЭ (отношения размеров плоского КЭ к его толщине или отношения длины стержневого КЭ к размерам поперечного сечения) растет отличие получаемого по МКЭ решения от классического, получаемого методами теории упругости [51]. Оно менее точности инженерных расчетов (5 %) при отношении размеров плоского КЭ к его толщине менее четырех и при соотношении размеров объемного КЭ от 0,5 до 2.
В данной работе расчетные модели МКЭ оставляются для: - определения величины минимальной жесткости диафрагм рамно-связевых каркасов; - исследования влияния трещин в диафрагмах рамно-связевых каркасов; - анализа напряженно - деформированного состояния сопряженных стен.
Исследуется действие вертикальной (от собственного веса), горизонтальной (от ветра) и распределенной по поверхности (от усадки) нагрузки на рассматриваемые модели.
Вертикальная нагрузка прикладывается средствами программы «Лира», как распределенная по объему КЭ.
Действие ветровой нагрузки прикладывается в виде сосредоточенных узловых сил в уровне междуэтажных перекрытий. Нормативное значение ветровой нагрузки в диссертации принимается как для первого ветрового района, типа местности «В». Действие динамической составляющей ветровой нагрузки моделируется как увеличение статической составляющей, определяемое по [70].
Действие нагрузки от усадки бетона моделируется как действие распределенной по поверхности КЭ температурной нагрузки.
Воздействие каждого из видов нагрузки рассматривается отдельно, расчетное сочетание нагрузок не рассматривается.
ПТШ АП ЖБК «Лира - Windows» позволяет моделировать податливость основания под фундаментом здания. От податливости основания зависит распределение усилий в элементах конструкции и перемещения несущих систем. При увеличении податливости основания перемещения несущих систем увеличиваются, усилия в колоннах каркасных зданий уменьшаются, в диафрагмах увеличиваются. То есть не учет податливости основания может давать погрешность решения как «в запас», так и «не в запас» прочности.
В диссертации основание принимается абсолютно - жестким. В работах П.Ф. Дроздова предлагается это допущение считать справедливым в случае выполнения требований СНиП 2.02.01-83 «Основания зданий и сооружений» в части ограничения относительных деформаций основания. Учет податливости основания должен выполняться в случае невыполнения указанных требований. В данной работе податливость основания не учитывается.
Рассмотрим несущую систему, состоящую из колонн и плоских безбалочных перекрытий. Пусть размеры несущей системы в плане и по высоте не ограничены и равны соответственно: L, В, Н (рис. 2.1).
На рассматриваемую несущую систему действует вертикальная и горизонтальная (ветровая) нагрузки. Рассмотрим расчет на их совместное действие. При действии вертикальных нагрузок в колоннах возникают продольные силы, действующие с некоторым эксцентриситетом eg. Если добавить горизонтальную (ветровую) нагрузку, то изгибающий момент в колоннах возрастет. К моменту от собственного веса добавляется момент от ветровой нагрузки, величину которого учитываем увеличением эксцентриситета продольных сил в колоннах на величину ew : где: Mg , Ng - момент и продольная сила по данным расчета на действие вертикальной нагрузки; Mw , Nw - момент и продольная сила по данным расчета на действие горизонтальной нагрузки.
Согласно требованиям СНиП 2.03.01-84 расчетные эксцентриситеты eg и ew могут не учитываться, если не превышают случайного эксцентриситета еа в колоннах.
Момент от действия вертикальной нагрузки зависит от жесткости перекрытия: при абсолютно гибком из своей плоскости перекрытии он равен нулю, при увеличении жесткости перекрытия - он возрастает. Также изменяется значение эксцентриситета eg . Наиболее интенсивно его значения возрастают в крайних колоннах рассматриваемой несущей системы. Учитывая то, что в них действует повышенный момент и пониженная продольная сила относительно соответствующих значений в средних рядах колонн, в данной работе для анализа принимаем изменение эксцентриситетов в средних рядах колонн. Представленные в работе результаты исследований не распространяются на крайние ряды колонн. Крайние ряды колонн должны рассчитываться с учетом момента от ветровой нагрузки и веса стен.
Определение податливости конечных элементов, моделирующих работу арматуры в трещине
В общем случае на арматуру, пересеченную трещиной, действуют продольные и поперечные силы, изгибающие и крутящие моменты (рис. З.1.). Под действием этих усилий поперечные сечения диафрагмы по разные стороны от трещины сместятся относительно друг -друга в направлении усилий. Величина этих смещений характеризуется податливостью бетона вокруг арматуры в трещине (рис. 3.2). Близкое к арматуре в трещине напряженно- деформированное состояние имеет место при работе анкерного стержня на осевую и поперечную нагрузки (рис. 3.3). В настоящей работе использованы данные исследований [17, 19, 42, 46, 63, 64, 71] анкеровки стержней закладных деталей. В литературе [17, 71] имеются данные, что осевые смещения стержней можно определять без учета влияния поперечной силы. Действие осевой составляющей нагрузки (продольной силы) при определении поперечных смещений учитывать обязательно. То есть при определении податливости заделки принцип независимости действия сил неприменим. Податливость арматуры, пересеченной трещиной, при действии поперечной силы можно определить методами строительной механики [54], как для защемленной с двух концов балки, имеющей податливые заделки, податливость которых определяется с учетом одновременного действия продольных и поперечных сил (рис. 3.4). Смысл коэффициентов жесткости С\ , С2, С3 ясен из рисунка 3.4. Если приложить к одному из концов балки единичное смещение в поперечном направлении, возникнет реакция, определяемая по формуле (3.4).
В работе [46] предложена следующая формула для определения податливости арматуры на действие поперечной силы (рис. 3.3): Здесь первое слагаемое, заключенное в скобки, определяет податливость арматуры с учетом ее изгибно- сдвиговой работы, работы на растяжение - сжатие (хотя в формуле этого не видно, так как члены, содержащие EF и С3- сократились). Второе слагаемое определяет податливость бетона вокруг арматуры при действии изгибающего момента и сдвигающей силы, определяемую с учетом действия продольной силы. В большинстве работ, посвященных поперечному сопротивлению арматуры в бетоне, расчет предлагается вести как для балки на упругом основании [71]. В работе [63] принималось несвязное (винклеровское) основание. Результаты такого допущения показали удовлетворительную сходимость с данными опытов. Согласно приводимому в этой работе решению, угол поворота в упругой стадии на загруженном конце стержня (рис.3.6.) определяется по формуле: Весьма обстоятельные опыты были проведены в 1960 - 1961 г. В. М. Кольнером [19], под руководством М. М. Холмянского. Основные параметры варьировались в диапазонах: прочность бетона R - от 150 до 230 кгс/см2, диаметр арматуры d— от 8 до 14 мм, глубина заделки арматуры в бетон - от 40 до 360 мм. Обработка опытных данных В. М. Кольнера в предположении упруго - пластической работы бетона привела к выражению: где: d- диаметр арматуры, см; Еб - модуль упругости бетона, кгс/см ; R - кубиковая прочность бетона, кгс/см Исследования В. М. Кольнера были продолжены Ю. А. Тевелевым [63], диаметр стержней варьировался в пределах от 4 до 10 мм, R - от 75 до 300 кгс/см , L - от 50 до 200 мм. Для К\ предложена формула: Формулы (3.9) и (ЗЛО) для определения коэффициента постели следует применять в тех пределах, для которых они получены.
Чем больше К\ , тем меньше общая податливость CQ, поэтому, в запас прочности, для диаметра арматуры d= 8 и 10 мм коэффициент постели определяется по формуле (3.10), так как она дает меньшее значение (1,2І? 10" = 0,113 при R = 94 кгс/см2 ). Для арматуры диаметром 12, 14 и 16 мм коэффициент постели определяем по формуле (3.9). Податливость бетона действию сдвигающей силы (С2) исследовалась во многих работах [17, 42, 64, 71], полученные данные сильно различаются. В работе [17] исследовалась податливость сдвигу закладной детали с одним рядом анкерных стержней. В первом приближении, без учета продольной силы, предложена формула [17, ф. 4.15]: где: d - диаметр арматуры, см; R - кубиковая прочность бетона, кгс/см2; п - количество стержней. При длительном действии нагрузки значение, вычисленное по формуле (3.11) удваивается. Из формулы следует, что податливость уменьшается с увеличением прочности бетона, количества и диаметра стержней. Иногда удобно пользоваться формулой для определения податливости, выраженной не через кубиковую прочность, а через модуль деформаций бетона. Известно множество эмпирических формул, связывающих кубиковую прочность с модулем деформаций бетона, например [26]
Определение минимальной жесткости диафрагм по критерию расчета прочности колонн
При назначении жесткостей диафрагм в литературе [70] часто используется относительная ширина диафрагм жесткости, определяемая как отношение ширины диафрагмы к ее высоте: Ъ/Н, и выраженная в виде дроби: 1/р. Эта форма записи удобна тем, что представляет размеры диафрагмы в виде относительной величины, не зависящей от высоты расчетной модели здания. Поэтому в настоящей работе величина жесткости диафрагмы будет рассматриваться не в единицах жесткости, которые больше подходят для частных решений, а в виде более универсального параметра - Д обратного относительной ширине диафрагмы. На рисунке 4.10. представлены результаты расчетов моделей второй серии: отношение высоты к ширине диафрагмы минимальной жесткости Д в зависимости от высоты моделей и погонной жесткости отдельной колонны. Отношение высоты модели к ширине диафрагмы минимальной жесткости Д определяется по формуле: где: Ьтш - ширина диафрагмы минимальной жесткости. На рисунке 4.10.а по оси абсцисс показано изменение высоты моделей, на рисунке 4.10.6 - изменение погонной жесткости отдельной колонны.
Из рисунка следует, что относительная ширина диафрагм минимальной жесткости Д определенная по эксцентриситетам продольных сил во внутренних колоннах несущей системы изменяется от 22 до 9. Большие значения соответствуют большей высоте здания. Из рисунка 4.10.а следует, что /3 зависит линейно от высоты здания. Функции линейной зависимости, полученные как линии тренда, представлены на рисунке. Зависимость линейна по тем же причинам, что и графики на рисунке 4.1. Из рисунка 4.10.6 следует, что от погонной жесткости колонн /3зависит нелинейно. Эту зависимость можно аппроксимировать степенным многочленом, причем точность аппроксимации будет возрастать с увеличением степени многочлена. Достаточно простой вид зависимости получается при аппроксимации степенной функции. Функции степенной зависимости, полученные как линии тренда, представлены на рисунке. По рисунку 4.10. определяется относительная (5 по следующей методике: - жесткостные параметры элементов конструкции приводятся к бетону класса В25, в случае ступенчатого изменения жесткостей по высоте ряда колонн определяется эквивалентная жесткость по методике изложенной в [70, гл. 3.3]; - определяются фактические погонные жесткости колонн; - по рисунку 4.10.6 определяется /3 и соответствующая ей ширина плоской диафрагмы минимальной жесткости Ъ ; - полученное значение корректируется с учетом фактического значения вертикальной нагрузки по формуле: - полученное значение корректируется с учетом фактического значения действующей ветровой нагрузки по формуле: - полученное значение корректируется с учетом фактического состояния диафрагмы жесткости: класса бетона, наличия технологических швов бетонирования, проемов, ступенчатого изменения сечения по высоте; корректировка производится по методике изложенной в [70, гл. 3.3].
При уменьшении грузовой площади ветровой нагрузки, действующей на диафрагму или увеличении числа колонн - полученное по рисунку 4.10 значение Р идет в запас прочности, так как в рассматриваемых случаях условия работы колонн улучшаются.
В таблице 4.3 представлено сравнение данных на рисунке 4.10 с результатами, полученными для консольной модели с помощью Теории Составных Стержней (ТСС). Из таблицы следует, что погрешность решения по ТСС может превышать 5 % «не в запас прочности» и должна учитываться. В первом приближении, для соотношения жесткостей колонн и диафрагмы от 0,02 до 0,2 принимаем, что минимальную жесткость допускается определять по ТСС, увеличивая полученное значение на 10%.
