+ Respuesta (De David Gallardo) 25/04/04

Hola a todos.

Respecto de este tema de la distancia entre juntas de dilatación en estructuras siempre ha habido bastantes dudas, y aunque yo no soy quien para disiparlas, voy a intentar exponer cuales son mis argumentos. Al final de este comentario indicaré la geometría y dimensionado de la nave de estructura metálica de 174m sin junta de dilatación que ya comenté en la anterior respuesta.

1. FUNDAMENTOS

Pero haremos bien en empezar por el principio. De todos es sabido que los materiales cambian de tamaño cuando cambian de temperatura. Dicho cambio de tamaño depende del material, del cambio de temperatura y de la dimensión.

Cada material posee una característica propia (coeficiente de dilatación térmica a) en relación a su cambio de tamaño. Cuanto mayor es dicho coeficiente a, mayor es el cambio de tamaño. Aunque se trata de una aproximación, se acepta que dicho valor es una constante para cada material. En realidad el valor de dicho coeficiente varía con la propia temperatura del material, pero para los rangos de temperatura que experimentan las estructuras de edificación se puede suponer que es constante con suficiente precisión.

Cuanto mayor cambio de temperatura y cuanto mayor es la dimensión considerada, mayores son los cambios de tamaño. Por eso, en el caso de elementos lineales o barra (es decir, elementos tales que una de sus dimensiones es mucho mayor que las otras dos), el único cambio de forma que puede aceptarse como significativo es el de su longitud, siendo despreciable el cambio de las dimensiones transversales o de sección.

Estas magnitudes están ligadas entre sí de forma lineal, y el producto de las tres magnitudes permite obtener el cambio de tamaño. En el caso de elementos tipo barra, se obtiene el cambio de longitud

ΔL=a*L*ΔT,                                                              (1)

siendo ΔL el cambio de longitud, a el coeficiente de dilatación térmica, L la longitud de la barra, y ΔT el cambio de temperatura.

En el caso de los materiales habituales de la estructuras de edificación, resulta que tanto el hormigón, como el acero presentan coeficientes de dilatación térmica muy similares y en torno a a=1,2E-5 m/[mºC] (a=0,000012 m/[mºC]). En realidad el acero posee un a_s=1,2E-5 m/[mºC], y el hormigón un a_c=1,1E-5 m/[mºC].

Dado que ambos valores son muy parecidos, en lo que sigue vamos a suponer un coeficiente de dilatación térmica a único, pudiendo en última instancia introducirse el coeficiente correspondiente al material en cuestión. De esta forma simplificaremos el texto.

2. CAMBIO DE LONGITUD

En el caso de una barra con posibilidad de dilatación libre, (figura 1a), se obtiene un alargamiento de acuerdo a (1). En esta situación la barra se ha alargado, pero no experimenta esfuerzo interno alguno, puesto que no ha habido impedimento a su libre alargamiento. En cambio, si impedimos dicho alargamiento de forma completa (figura 1b), se produce un estado interno de tensiones en el material de la barra como consecuencia de su voluntad de alargarse que está completamente impedida. La forma de estudiar esta situación es calcular que carga axil habría que aplicar a la barra para que si se hubiese alargado libremente, volviese a su longitud original (figura 1c). Si suponemos un comportamiento hookiano del material, se obtiene:

s = E*e = E*AL/L = E*a*L*DT/L = E*a*DT                                        (2)

R = A*s = A*E*a*DT                                                         (3)

Es importante y a la vez curioso detectar que ambas magnitudes (tensión interna en el material y esfuerzo axil) no dependen de la longitud del elemento, es decir de la distancia entre juntas.

figura 1
 

A este respecto conviene recordar un ejemplo muy didáctico: los raíles de una vía de tren. De todos es conocido que dichos carriles deben ser interrumpidos mediante juntas para permitir su libre dilatación. ¡Atención! El problema aquí es la dilatación, y no la contracción. Como se ve en las expresiones (2) y (3), los esfuerzos generados en una barra si se impiden sus libres dilataciones o contracciones no dependen de la longitud de la misma, y tan sólo del cambio de temperatura, del módulo de Young y del coeficiente de dilatación térmica. Caso de que el material pueda absorber dicha tensión (enseguida lo veremos), si el cambio de temperatura produce acortamiento de la barra, no habría problemas estructurales, puesto que el esfuerzo interno inducido sería de tracción. En cambio, si el cambio de temperatura provoca un alargamiento, y éste está impedido, se produce un estado interno de compresiones, y como consecuencia entra en juego el fenómeno de inestabilidad local o pandeo. Y en este caso sí que influye, y en gran medida, la longitud de la barra, puesto que cuanto más larga, más débil es frente al pandeo. Es por ello que los raíles se interrumpen cada cierta distancia, para evitar que un alargamiento (no un acortamiento) impedido les hiciese pandear y deformarse curvándose, lo que los inutilizaría para su uso.

Habitualmente en el caso de estructuras de edificación el problema no reside en barras cuyo cambio de longitud esté completamente impedido, sino en que el cambio de longitud de dichas barras (en general, las vigas de cubierta) afecta a los soportes que las sustentan (véase el apartado 4).

3. CAMBIO DE TEMPERATURA

Antes he comentado que la tensión generada en una barra (2) sólo depende del módulo de Young E, del coeficiente de dilatación térmica a y del cambio de temperatura DT. En este caso se puede determinar el máximo cambio de temperatura admisible por un material para elementos tipo barra, dada la tensión admisible máxima de dicho material.

DT_max = s_adm/[E*a]                                                       (4)

En el caso del acero, y suponiendo una tensión admisible de 260N/mm², se obtiene un cambio de temperatura máximo de DT_max = 103.174ºC. En el caso del hormigón se complica bastante la estimación, puesto que la tensión admisible depende de si el estado es de tracción o compresión, además de que el material suele ser compuesto (hormigón armado), y de que la resistencia puede elegirse en un rango de valores (en todo caso se puede asumir un DT_max en torno a 60ºC). Si suponemos que el acero endurece a temperatura ambiente (20ºC), esto supone aproximadamente, que una temperatura superior a 120ºC o inferior a –80ºC, provocarían en la barra completamente impedida a su cambio de longitud, un estado tensional superior a la tensión admisible.

Estos cambios de temperatura tan grandes no se producen nunca en estructuras de edificación salvo en el caso de incendios, en el que son ampliamente superadas las temperaturas máximas indicadas, provocándose otros efectos que no son objeto de este texto.

El cambio de temperatura al que nos estamos refiriendo es el debido al efecto de la acción solar, de forma que durante el día el sol calienta los materiales y por la noche, éstos se enfrían. A este respecto cabe realizar varias puntualizaciones.

En primer lugar, la acción solar se deja sentir fundamentalmente sobre los materiales expuestos, mientras que sobre los protegidos su efecto es mucho menor. Los estándares de confort actuales permiten suponer que los espacios de uso o habitables sufren en menor medida el cambio de temperatura exterior gracias al uso de los  materiales aislantes existentes en el mercado, tal y como preconiza la norma de condiciones térmicas NBE-CT-79. Es más, la propia norma de Acciones en la Edificación AE-88, en su artículo 6.2 Variación de temperatura, indica: “En las estructuras con revestimientos que aseguren una variación de temperatura no superior a +/- 10ºC puede prescindirse, en general, de considerar las acciones térmicas.”. Así pues, el efecto de la acción térmica sobre la estructura habría de estudiarse tan sólo en aquellas partes de la misma que quedasen expuestas a la radiación solar directa. En gran cantidad de estructuras completamente protegidas por las fachadas y una cubierta adecuada, se puede asegurar que dichas estructuras no sufren cambios de temperatura superiores a +/- 10ºC. En todo caso, y para estar del lado de la seguridad, no desecharemos de forma directa el estudio de la acción térmica en estructuras cuya protección no pueda asegurarse.

En segundo lugar, el efecto de la radiación solar directa o de la temperatura ambiental no se deja sentir de forma inmediata en todo el material de la barra estructural. Comienza provocando un cambio de temperatura en la superficie del elemento, produciéndose un gradiente de temperatura entre el centro de la sección de la barra y su perímetro exterior. Conforme pasa el tiempo, se va tendiendo hacia el equilibrio térmico entre la sección y el exterior, pero esto depende sobre todo de la cantidad de masa (inercia térmica) de la sección de la barra y de la diferencia de temperatura.

En el caso del acero, dado que los perfiles empleados poseen un espesor muy reducido, se produce un efecto muy claro de cambio de temperatura homogéneo en toda la sección. El calentamiento de la superficie exterior provoca de forma rápida un calentamiento de toda la masa de acero, por lo que se puede asumir un cambio de temperatura global en toda la barra. En cambio, en el caso de hormigón, al ser las barras de mucha mayor sección, se produce un efecto de autoprotección, ya que las capas exteriores actúan como aislante del núcleo de la sección, siendo mucho mayor el tiempo necesario para que dicho gradiente de temperatura exterior / interior se estabilice.

Desconozco si hay estudios al respecto, pero el fenómeno es muy claro, y juega un papel fundamental en el distinto comportamiento frente al fuego de la estructuras de acero y de hormigón, haciendo a éstas últimas mucho más resistentes en caso de incendio. Por otro lado, ello explica que, dadas dos barras típicas en acero y hormigón, expuestas ambas a la radiación solar directa, sea la barra de acero la que presente una temperatura superficial mucho mayor (y, como se ha visto, también en la masa), lo cual se aprecia sin más que tocar ambas barras con la mano. Como dice Eufe, la barra de acero te quema la mano, y en una barra de hormigón apenas apreciaremos un ligero calor.

Por último, y en relación al comentario precedente, se debe apreciar la enorme sensibilidad de la piel a la diferencia de temperatura. El efecto de quemado de la barra de acero calentada puede alarmar en relación a su temperatura real, y no puede tomarse como parámetro científico. Baste indicar que el ser humano no puede soportar un baño en agua caliente a más de 50ºC, lo cual suele ser un cambio de +30ºC respecto de una temperatura de referencia de 20ºC. Precisamente es dicho cambio de temperatura el que indica la norma AE-88 en su artículo 6.2: “Estructuras metálicas a la intemperie y expuestas a la radiación solar directa +/- 30ºC. Estructuras a la intemperie en los demás casos +/-20ºC.” Ya se ha indicado anteriormente el caso de estructuras que no se encuentran a la intemperie, para las que en multitud de ocasiones se puede evitar la consideración de las acciones térmicas.

La diferencia que hace la norma entre el acero y el resto de materiales se debe fundamentalmente al aspecto ya comentado de ser las secciones de reducido espesor, por lo que el calentamiento / enfriamiento es más rápido y completo.

4. EFECTOS EN LOS SOPORTES

Como se ha indicado en el apartado 2 de este texto, en el caso de estructuras habituales de edificación, tan sólo la estructura de las fachadas y/o cubierta es susceptible de verse afectada por las acciones térmicas. En muchas ocasiones, una buena solución de fachada y cubierta con suficiente aislamiento térmico, puede evitar la necesidad de considerar las acciones térmicas en toda la estructura. En todo caso, vamos a exponer el caso habitual en el que el forjado de cubierta (y por tanto las vigas que lo sustentan) están sometidos a la acción directa del sol, por lo que sí debe estudiarse el efecto del cambio de temperatura. Para lo que sigue, y sin que signifique una pérdida de generalidad, y con la intención de simplificar la exposición, se va a suponer que se trata de un aumento de temperatura y por tanto de una dilatación.

Cuando las vigas dilatan, se produce un movimiento en el nudo de enlace con el soporte que la sustenta. Es obvio que el mayor movimiento se producirá en el extremo más alejado del centro de dilataciones (en el caso de simetría de geometría y rigidez, se trataría del centro de la estructura), y consistirá en un desplazamiento lateral de la cabeza superior del soporte. La propia rigidez del soporte reacciona frente a dicho desplazamiento, generando un cierto estado de tensión axil de compresión en la viga, y, sobre todo, provocándose un estado de flexión y cortante en el propio soporte, ya que el nudo inferior no se desplaza. Cuanto mayor es la rigidez del soporte, mayores esfuerzos se generan tanto en la viga como en el soporte. En el caso hipotético de un soporte de rigidez infinita (movimiento totalmente impedido) se produce la máxima compresión indicada en (3), y por equilibrio del nudo y de las barras se pueden obtener los máximos valores de flexión y corte en el soporte.

En definitiva, los esfuerzos internos generados por la acción térmica se deben a que los soportes por su propia rigidez impiden parcialmente la libre dilatación de las vigas de cubierta. Cuanto mayor es la rigidez del soporte, mayores esfuerzos se generan tanto en la viga como en el soporte. Cito el artículo 6.1 de la AE-88: “Suele estimarse que la distancia entre juntas de dilatación en estructuras ordinarias de edificación, de acero laminado, o de hormigón armado, no debe sobrepasar 40m. Esta distancia suele aumentarse a 50m si los pilares son de rigidez pequeña, y reducirse a 30m si los pilares son de rigidez grande.” Todo un ejemplo de falta de rigor. No se aclara que es una estructura ordinaria de edificación, ni que son pilares de rigidez pequeña o grande. Pero lo peor de todo, es que se parte de una hipótesis no justificada, indicando que “suele estimarse que la distancia entre juntas de dilatación... no debe sobrepasar 40m”. De donde surge este valor de 40m no viene reflejado. A este respecto recomiendo la lectura del libro de J. Calavera que ya cité en mi anterior comentario.

Volviendo al tema central de este apartado, es la rigidez del soporte la que provoca el estado tensional a comprobar. La rigidez del soporte depende de su inercia a la flexión en el plano del pórtico, de su longitud, y de las condiciones de enlace en sus nudos extremos. Así pues, se pueden presentar cuatro casos, tal y como indica la figura 2.

figura 2

Se indican las expresiones que permiten calcular los esfuerzos de cortante y flexión inducidos en el soporte como consecuencia de un desplazamiento transversal de la cabeza del soporte. Estas expresiones se pueden encontrar en cualquier libro de análisis estructural.

Para el caso doblemente empotrado:         M = 6*E*I/H²*DL                                           (5)

                                                                       V = 12*E*I/H³*DL

Para los casos con un extremo articulado:   M = 3*E*I/H²*DL                                           (6)

                                                                        V = 3*E*I/H³*DL

Para el caso doblemente articulado:           M = 0                                                           (7)

                                                                       V = 0

El primer caso es el que mayor grado de rigidez presenta, siendo este caso el habitual en estructuras de hormigón armado. Los dos casos siguientes, aunque no infrecuentes, sólo aparecen en estructuras de acero, por la dificultad de realizar articulaciones con hormigón armado.

Como bien es sabido, no existen materiales ni barras infinitamente rígidos, por lo que la suposición de empotramientos perfectos implícita en los modelos de la figura 2 no es exactamente aplicable a la realidad. Todos los empotramientos son parciales, y ello redunda en un efecto beneficioso, ya que si el extremo superior del soporte no sólo se desplaza lateralmente por efecto de la dilatación de la viga, sino que también puede girar, al menos parcialmente, se obtienen unos esfuerzos menores que los recogidos en la expresión (5), aunque nunca inferiores a los indicados en la expresión (6). En todo caso, para estar del lado de la seguridad conviene adoptar las expresiones (5) siempre que no se pueda asegurar un comportamiento articulado de uno o los dos extremos.

En el último caso, los soportes no presentan ningún tipo de rigidez frente a un desplazamiento lateral de la cabeza del soporte, por lo que no sería preciso realizar ninguna comprobación frente a las acciones térmicas, y por tanto no sería preciso ninguna junta de dilatación en la estructura. Al tratarse de un mecanismo, se debe asegurar la estabilidad lateral mediante algún elemento de arriostramiento adicional (pantallas o cruces).

De las expresiones anteriores (5) y (6) se puede concluir que los esfuerzos generados en el soporte son proporcionales, por un lado, al módulo de deformación o Young del material en cuestión, y por otro lado también al momento de inercia del soporte. Los momentos inducidos son inversamente proporcionales al cuadrado de la altura del soporte, y los cortantes al cubo de la altura del soporte. Es por tanto que esta magnitud de la altura una de las que más influyen en la magnitud de los esfuerzos inducidos.

Todos los esfuerzos son proporcionales al desplazamiento DL, y como éste es proporcional al cambio de temperatura, a la longitud de la viga L y al coeficiente térmico, se concluye que los esfuerzos son proporcionales a DL, L y a.

En relación al efecto de las condiciones de enlace, se observa que los momentos inducidos en los soportes en caso de articular bien en cabeza o en arranque del soporte son de valor mitad que los generados en el caso de soporte doblemente empotrado. ¡Los cortantes son cuatro veces menores! Así pues, no es en absoluto despreciable la forma de enlace de los soportes a la viga de cubierta y al resto de la estructura.

Llegamos a un punto muy importante de esta exposición. Si aceptamos que el mayor problema de esfuerzos inducidos por la dilatación térmica de las vigas de cubierta se presenta en los soporte extremos bajo dicha cubierta, podemos tantear numéricamente los efectos habituales en distancias recomendadas por la práctica tradicional entre juntas (40m) tanto para el caso del acero (E=2100000kg/cm²) como del hormigón (E=300000kg/cm²). Al tratarse de la última planta, y por encima únicamente sostener una cubierta, el nivel de cargas en los soportes suele ser muy pequeño, por lo que tanto en acero como en hormigón se adoptan secciones mínimas. Se va a suponer un cambio de temperatura de acuerdo al artículo 6.2 de la AE-88 (+/- 30ºC para acero, y +/-20ºC para hormigón), suponiendo que la estructura en la cubierta es expuesta. La altura de los soportes se toma igual a 350cm, y para poder comparar resultados se suponen los soportes doblemente empotrados.

De la expresión (1), teniendo en cuenta por simetría que el desplazamiento que afectaría en cada extremo del edificio de 40m es la mitad del alargamiento total, se introduce una longitud igual a 20m en la expresión para obtener DL.

En el caso del acero adoptamos un perfil HEB120 (I_x=864cm⁴), por lo que se obtiene:

DL = a_s*DT*L = 0,0072m = 0,72cm

M = 6*E_s*I/H²*DL = 0,6399tm = 6,399kNm

V = 12*E_s*I/H³*DL = 0,3656t = 3,656kN

En el caso del hormigón adoptamos un pilar cuadrado de 30x30cm (Inercia bruta I_x=67500cm⁴):

DL = a_c*DT*L = 0,0044m = 0,44cm

M = 6*E_c*I/H²*DL = 4,3641tm = 43,641kNm

V = 12*E_c*I/H³*DL = 2,4938t = 24,938kN

Se observan unas diferencias muy apreciables entre los esfuerzos inducidos en los soportes metálicos y los de hormigón. Ello se debe a que aunque el acero es unas siete más rígido que el hormigón (E_s/E_c es aproximadamente 7), la inercia bruta de la sección mínima de hormigón es aproximadamente 70 veces mayor que la de acero, por lo que la rigidez global es unas 10 veces mayor. Dado que la norma considera que la diferencia de temperatura en el caso del hormigón es de 20ºC y en el acero es de 30ºC, se produce una ligera compensación a favor del soporte de hormigón, pero que no llega a ser suficiente. En definitiva, se obtienen esfuerzos unas siete veces mayores en los soporte de hormigón respecto de los de acero.

Esta circunstancia parece entrar en conflicto con lo que indicaba el informe ya citado en mi anterior comentario ("Expansion Joints in Buildings: Technical Report No. 65 (1974)"), ya que en dicho informe no se distinguía el caso de estructuras de acero respecto de las de hormigón, salvo para diferencias de temperatura muy altas, y en una proporción de un 15% y no de un 700%. Es obvio que hay algo que no se ha tenido en cuenta en la estimación anterior de los esfuerzos.

Como se ha indicado en el apartado 3, los cambios de temperatura en el acero son muy rápidos y afectan a toda la sección, por lo que es aceptable la modelización realizada para los anteriores cálculos. Sin embargo en el caso del hormigón, es muy difícil que se produzca un cambio de temperatura rápido y que afecte a toda la masa de la sección en el plazo de un día, por el fenómeno ya comentado de autoprotección. El perímetro exterior de la sección puede sufrir cambios de temperatura (aunque en menor magnitud que el acero, como se demuestra tocando con la mano un soporte metálico y otro de hormigón), pero lo que sí está claro es que el núcleo de la sección prácticamente no se ve afectado. Es por ello, que en el caso del hormigón no debería considerarse un cambio de temperatura de +/-20ºC, sino un cambio mucho menor.

Por último, tampoco hay que descartar que en el caso de los soportes extremos, la inercia bruta no sea realmente representativa, y haya que considerar una inercia equivalente a partir de la inercia fisurada.

Mi opinión es coincidente con el informe anteriormente citado, en relación a la influencia del material constitutivo de la estructura: sólo ha cambios muy elevados de temperatura puede notarse una ligera diferencia.

Asumiendo que los valores obtenidos anteriormente para el caso del hormigón no son representativos, voy a centrarme en los obtenidos para el caso del acero. La tensión normal adicional generada por el momento inducido en el soporte como consecuencia de la dilatación térmica de la cubierta puede evaluarse de forma rápida (W_x=144cm³):

Ds = g*M/W = 1,5*0,6399E5kgcm/144cm³ = 666,56kg/cm² = 66,656N/mm²

Dependiendo del nivel de carga que ya soporte el pilar, este incremento puede ser o no aceptable. Si el soporte HEB120 escogido en el ejemplo (A=34cm²) recoge una superficie de carga de 6x4=24m², siendo la cubierta ligera (4,0kN/m²), soporta 96kN, lo que supone una tensión normal por el esfuerzo axil de 28,2N/mm²; si la cubierta es pesada (8,0kN/m2), la tensión normal por el esfuerzo axil será de 56,4N/mm². Dado que la tensión admisible del acero laminado es de 260N/mm², las tensiones mayoradas anteriores (42,3N/mm2 y 84,6N/mm2, respectivamente) no consumen la capacidad total de carga, quedando libre en cada caso, 217,7N/mm² y 175,4N/mm², para poder soportar esfuerzos de cargas térmicas. Todo esto, obviamente, suponiendo despreciable el efecto del momento por cargas verticales y/o horizontales en el soporte. En el caso de que no fuese así, habría que descontar las tensiones normales generadas por dichos esfuerzos. En todo caso, los soportes extremos que sí suelen soportar momentos mayores, reciben menos carga axil, porque la superficie de carga suele ser la mitad, mientras que los soportes interiores, reciben toda la carga axil, pero no suelen presentar momentos significativos.

Ahora bien, para el cálculo de la tensión adicional por los efectos térmicos recordemos que hemos considerado el caso de que el soporte sea doblemente empotrado. En el caso de que presentase alguna articulación en cabeza o base, el valor sería la mitad (Ds = 33,329N/mm²), y si fuese doblemente articulado, no habría esfuerzos internos inducidos en el soporte. Por último, hemos supuesto que la dimensión larga del edificio es la que coincide con la dirección de los pórticos (algo que no suele ser habitual), por lo que la inercia de los soportes considerada en los cálculos ha sido la mayor. En el caso contrario más habitual, la inercia de los soportes sería menor (I_x=318cm⁴), y la tensión normal adicional quedaría en (Ds = 24,533N/mm², en el caso doblemente empotrado, y Ds = 12,267N/mm², en el caso de articular el soporte).

En consecuencia, y de forma muy aproximada, suponiendo como ya se ha dicho que los momentos por cargas verticales y/o horizontales son despreciables, se cuenta con una reserva de capacidad portante a efectos de tensión normal que permitiría en el peor de los casos ampliar la distancia entre juntas a aproximadamente unos 65m (40m*175,4N/mm²/66,656N/mm²/1,5), y en el mejor de los casos a algo más de 230m (40m*217,7N/mm²/24,533N/mm²/1,5). Se recuerda que estos valores en absoluto son representativos de nada más que el ejemplo aquí indicado.

Por último, se advierte que también hemos adoptado las cargas que indica la norma AE-88 para estructuras a la intemperie, cuando en muchas ocasiones, la estructura queda al interior del edificio por debajo de la cubierta, y ello supone un amortiguamiento muy grande de las diferencias de temperatura.

5. CONCLUSIONES

Las conclusiones a las que llego después de este análisis son las siguientes. En primer lugar la distancia entre juntas en la estructura a efectos de cargas térmicas no tiene por qué limitarse a lo indicado en la norma AE-88. Aunque dicha norma es básica y por tanto de obligatorio cumplimiento, cualquier técnico competente puede contradecir su articulado justificándolo de forma conveniente, ahora bien, siendo la responsabilidad total y exclusiva del técnico que redacte y firme el proyecto en cuestión. Mi opinión es que es mucho más realista adoptar los criterios indicados en el libro de J. Calavera que ya indiqué en el anterior comentario en este foro.

En el caso de aplicar cargas térmicas a la estructura se debe estudiar con cuidado la magnitud del diferencial de temperatura, teniendo en cuenta si la estructura está protegida y en qué medida lo está, y, como se ha indicado en el apartado 4, entendiendo el diferente comportamiento de las secciones de acero respecto de las secciones de hormigón, para poder puntualizar lo indicado en la normativa. Tampoco se debe olvidar en absoluto la influencia de las condiciones de enlace en cabeza y base de los soportes en la rigidez con la que se oponen a la libre dilatación / contracción de los elementos expuestos al cambio de temperatura.

Otro aspecto que no se ha considerado en los anteriores apartados es el análisis de las cargas térmicas en fase de ejecución, cuando en muchos casos no hay fachadas que protejan a la estructura. En esta situación, hay que tener en cuenta que el nivel de carga es menor que la carga supuesta para toda la vida útil del edificio, por lo que la combinación de cargas incluyendo las acciones térmicas es menos gravosa. Además los coeficientes de mayoración de cargas pueden reducirse como consecuencia de tratarse de una fase de ejecución, en la que hay menos posibilidades de que se produzca la máxima diferencia de temperatura que indica la norma.

Por último me gustaría indicar que en el tema de juntas en la estructura es mucho más importante y tiene consecuencias mucho más significativas la correcta disposición de juntas estructurales por cambios de altura, forma o rigidez entre distintas partes del edificio que las propias juntas de dilatación térmica. En las juntas en los elementos de fachada y cubierta, que son los más castigados por la radiación solar directa es donde se debe ser muy cuidadoso.

Por supuesto que no se puede generalizar y cometer el error de subestimar el problema de las acciones térmicas, pero desde luego que tampoco se puede caer en el tremendismo y someter a la estructura a las mismas limitaciones que a los propios cerramientos.

<