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• carlos_candres

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ÍNDICE

Pág. INTRODUCCIÓN

5

SÍNTESIS

5

IMPORTANCIA

7

PÚBLICO OBJETO

10

1. GENERALIDADES

11

1.1.

DEFINICIÓN PAVIMENTO FLEXIBLE

11

1.2.

CARACTERÍSTICAS DEL PAVIMENTO FLEXIBLE

11

2. CAPA ASFÁLTICA

13

2.1.

GENERALIDADES

14

2.2.

MATERIALES O LIGANTES ASFÁLTICOS

14

2.2.1. Cemento asfáltico

14

2.2.2. Cemento asfáltico modificado

26

2.2.3. Emulsiones asfálticas

28

2.2.4. Asfaltos líquidos, rebajados o cut-back

33

2.2.5. Asfaltos espumados

33

2.3.

34

MEZCLAS ASFÁLTICAS

2.3.1. Mezcla abierta en frío

35

2.3.2. Mezcla abierta en caliente

37

2.3.3. Mezcla densa en frío

39

2.3.4. Concreto asfáltico

43

2.3.5. Mezclas de arena – asfalto

51

2.3.6. Tratamientos superficiales

53

2.3.7. Lechadas asfálticas (Slurry and Seal)

55

2.3.8. Mezcla asfáltica drenante

58

2.3.9. Mezclas discontinuas en caliente o microaglomerados en caliente

60

2.3.10. Mezclas tibias

64

2.3.11. Mezclas asfálticas modificadas

67

2.3.12. Mezcla asfáltica reciclada en frio

70

3. MECANISMOS DE DAÑO DE MEZCLAS ASFÁLTICAS PARA EL DISEÑO

73

1

Pág. 3.1.

AHUELLAMIENTO EN MEZCLAS ASFÁLTICAS

73

3.1.1 Generalidades

73

3.1.2 Ensayos y equipos

76

3.1.2.1 Ensayos de laboratorio

76

3.1.2.2 Ensayos a escala real

84

3.1.3 Factores que afectan la resistencia a la deformación permanente

89

3.1.3.1 Carga

89

3.1.3.2 Temperatura, velocidad de carga y humedad

93

3.1.3.3 Densidad y compactación

98

3.1.3.4 Tamaño, tipo, forma y granulometría del agregado pétreo

100

3.1.3.5 Tipo de ligante asfáltico

103

3.1.4 Ecuaciones para la predicción de la deformación permanente

107

3.2 FATIGA EN MEZCLAS ASFÁLTICAS

115

3.2.1 Generalidades

115

3.2.2 ENSAYOS

119

3.2.2.1 Ensayos de flexión simple

119

3.2.2.2. Ensayo diametral

121

3.2.2.3. Ensayo cíclico torsional

123

3.2.2.4. Ensayos de pista en laboratorio

125

3.2.2.5. Ensayos a escala natural

126

3.2.2.6. Dispersión de los resultados de los ensayos

129

3.2.3 Factores que afectan la resistencia a fatiga

130

3.2.3.1. Métodos de compactación de la muestra

130

3.2.3.2. Carga

134

3.2.3.3. Rigidez de la mezcla

142

3.2.3.4. Consistencia del asfalto, características de los agregados, contenido de asfalto y vacíos de aire

144

3.2.3.5. Temperatura

158

3.2.3.6. Envejecimiento y condiciones ambientales

161

3.2.4 Ecuaciones empíricas

163

4. SUPERPAVE

175

2

Pág. 4.1 GENERALIDADES

175

4.2 NIVELES DE DISEÑO

176

4.3 DISEÑO DE MEZCLA

180

4.4 ENSAYOS PARA EVALUAR EL COMPORTAMIENTO DE LA

5.

MEZCLA DISEÑADA

192

CAPAS GRANULARES

195

5.1 BASE GRANULAR

195

5.2 SUBBASE GRANULAR

196

5.3 SUBRASANTE

199

5.3.1 CBR (Californian Bearing Ratio)

200

5.3.2 Penetrómetro dinámico de cono (PDC)

203

5.3.3 Prueba de Placa

203

5.3.4 Módulo resiliente

204

5.3.5 Estudios adicionales

210

5.4 ESTADO DEL CONOCIMIENTO SOBRE EL ESTUDIO DE MATERIALES GRANULARES

212

5.4.1 Comportamiento resiliente de materiales granulares

229

5.4.1.1 Factores que influyen en el comportamiento resiliente de materiales granulares gruesos

237

5.4.1.2 Ecuaciones resilientes (elásticas no lineales) para materiales granulares gruesos

255

5.4.1.3 Factores que influyen en el comportamiento resiliente de materiales fino-granulares

265

5.4.1.4 Ecuaciones resilientes (elásticas no lineales) para materiales fino-granulares

273

5.4.2 Deformación permanente en materiales granulares

283

5.4.2.1 Factores que influyen en la resistencia a la deformación permanente de materiales granulares gruesos

284

5.4.2.2 Ecuaciones de deformación permanente para materiales granulares gruesos

305

5.4.2.3 Factores que influyen en la resistencia a la deformación permanente de materiales fino- granulares

313

3

Pág. 5.4.2.4 Ecuaciones de deformación permanente en materiales fino-granulares

318

6.

323

DISEÑO DE PAVIMENTOS FLEXIBLES

6.1 MÉTODO AASHTO (1993)

323

6.1.1 Variables de diseño

323

6.1.2 Espesores de capas

329

6.1.3 Ejercicio

330

6.2 DISEÑO RACIONAL (IDU Y UNIVERSIDAD DE LOS ANDES, 2002)

332

6.2.1 Variables de diseño

332

6.2.2 Ejercicio

337

REFERENCIAS

348

4

INTRODUCCIÓN

SÍNTESIS

El documento inicia introduciendo al lector en la definición general y características que deben reunir las estructuras de pavimentos flexibles (capítulo 1).

Básicamente el documento se divide en tres grandes componentes:

1. Capa asfáltica. Con base en una amplia revisión bibliográfica, se presenta en el capítulo 2 un resumen de los diferentes tipos de ligantes y mezclas asfálticas que se fabrican en Colombia y el mundo, así como un resumen de las especificaciones y las propiedades de estos materiales que el ingeniero de pavimentos debe conocer cuando realice trabajos de construcción, consultoría y/o interventoría.

Los dos principales mecanismos de falla de estructuras de pavimento flexible son la fatiga y el ahuellamiento. La fatiga es asociada a la respuesta resiliente de la estructura y el ahuellamiento a la acumulación de deformaciones permanentes en la dirección vertical. Estos dos mecanismos se producen por las cargas cíclicas impuestas por el parque automotor. Múltiples estudios desarrollados desde la década de los 60s han demostrado que las capas granulares contribuyen en gran parte a controlar estos dos mecanismos de daño. Por tal motivo, la ingeniería de pavimentos ha venido desarrollando investigaciones con el fin de entender el complejo comportamiento elastoplástico que experimentan estos materiales bajo diversas trayectorias de cargas cíclicas y condiciones del medio ambiente. En lo que respecta al estado del conocimiento en esta área, a pesar del amplio número de investigaciones realizadas, el comportamiento elastoplástico de materiales granulares aún no ha sido totalmente entendido. En Colombia se han realizado muy pocas investigaciones sobre el tema, debido principalmente a la falta de equipos apropiados para llevar a cabo mediciones de laboratorio e in situ, así como a la escasez de investigadores. Incluso la bibliografía sobre el tema es escasa y no ha sido ampliamente presentada en ningún libro sobre pavimentos o en memorias técnicas. Por lo anterior, en el capítulo 3 se presenta la forma como han sido estudiados los fenómenos de ahuellamiento y fatiga en mezclas asfálticas respectivamente, los 5

ensayos más utilizados para medir y evaluar estos mecanismos de daño, los factores que influyen en su generación y las ecuaciones empíricas más utilizadas en el mundo para describirlas.

Por último en el capítulo 4 se presenta la forma como se diseñan mezclas de concreto asfáltico en el mundo a través de la metodología SUPERPAVE (Superior Performing Asphalt Pavements).

2. Capas granulares no tratadas de base, subbase subrasante (capítulo 5). Dentro del pavimento las capas granulares conforman la parte más voluminosa de la estructura, tienen como función principal ayudar a soportar los esfuerzos que transmiten las cargas vehiculares y distribuir dichos esfuerzos a la subrasante en magnitudes que sean tolerables por ésta. A su vez estas capas controlan en gran parte las deformaciones elásticas asociadas con el fenómeno de fatiga en las mezclas asfálticas (Dawson and Plaistow, 1993; li and Selig, 1994; Frost et al., 2004), ayudan a controlar el flujo de agua hacia la subrasante y facilitan los procesos constructivos. Por otro lado, de acuerdo con Frost et al. (2004), la subrasante en un pavimento debe satisfacer tres funciones principalmente: soportar un limitado número de vehículos durante la construcción, proveer una apropiada cimentación para compactar las capas de la estructura y proveer un adecuado soporte a las cargas impuestas por el tránsito durante su vida útil (presentar alta resistencia al ahuellamiento y debe tratar de no inducir fatiga en la capa asfáltica). Adicionalmente deben poseer propiedades físicas y químicas que no cambien demasiado en el tiempo. Por todo lo anteriormente mencionado, los materiales granulares no tratados en un pavimento (capas de base, subbase y subrasante) juegan un papel importante a la hora de estimar la dimensión del pavimento y controlar su vida útil. Por lo general las capas de base, subbase y subrasante se componen de agregados pétreos gruesos (friccionantes) y en muchas ocasiones la subrasante de agregados con partículas finas (cohesivos). Ambos tipos de materiales (friccionantes o cohesivos) experimentan comportamientos diferentes bajo carga monotónica y cíclica en un pavimento.

El capítulo 5 presenta adicionalmente los tipos de metodologías para el análisis y diseño de estructuras de pavimentos flexibles, las tendencias actuales y el avance de herramientas computacionales en la ingeniería de pavimentos. Se discuten los 6

alcances y las limitaciones de dichas metodologías y tendencias, haciendo énfasis en el comportamiento de materiales granulares que conforman capas de base, subbase y subrasante. Se presenta el modo en que han sido estudiados el comportamiento resiliente y la resistencia a la deformación permanente de materiales granulares respectivamente. Se discuten los factores que influyen en dicho comportamiento y se presenta la evolución de las ecuaciones matemáticas desarrolladas más utilizadas en el mundo para predecir la rigidez y la deformación que experimentan materiales granulares bajo carga cíclica. Adicionalmente se describen y resumen las especificaciones y propiedades que el ingeniero debe conocer para caracterizar agregados pétreos que van a conformar las capas de base, subbase y subrasante de estructuras de pavimentos flexibles.

3. Diseño de pavimentos flexibles. En el capítulo 6 se describen las variables de diseño y los conceptos necesarios para que el ingeniero pueda diseñar estructuras de pavimentos flexibles por los métodos de la American Association of State and Highway Transportation Officials - AASHTO (1993) y el método “Racional” del Instituto de Desarrollo Urbano - IDU y la Universidad de Los Andes (2002). Estos dos métodos son los escogidos porque son los más utilizados en Colombia para diseñar estructuras flexibles.

IMPORTANCIA

Algunos ítems que resaltan la necesidad de estudiar, profundizar y publicar documentos técnicos sobre el tema de pavimentos flexibles en Colombia se enuncian a continuación:

1. La mayor parte de las estructuras que se diseñan y construyen en Colombia son flexibles. De acuerdo con ASOPAC (Asociación de Productores y Pavimentadores Asfálticos de Colombia, 2004), más del 90% de las vías en el mundo y más del 65% de las vías en Bogotá D.C. están construidas en pavimento asfáltico.

2. De acuerdo con el Ministerio de Transporte - MINTRANSPORTE (2008), La red de carreteras del país, está constituida por aproximadamente 164 mil kilómetros, distribuida en 16.776 de red primaria a cargo de la nación, de los cuales son 13.296 km a cargo del Instituto Nacional de Vías y 3.380 km concesionados; 147.500 km 7

entre red secundaria y terciaria repartidos así: 72.761 km a cargo de los departamentos, 34.918 a cargo de los municipios, 27.577 del Instituto Nacional de Vías, y 12.251 km de los privados. El INVIAS, actualiza permanentemente el estado de la red vial a su cargo, clasificándola en vías pavimentadas y no pavimentadas. A julio de 2009 el estado de la red vial nacional a cargo del INVIAS se presenta en la tabla 1.

Tabla 1. Estado de la red vial nacional ESTADO Longitud [km] Porcentaje [%] ESTADO Longitud [km] Porcentaje [%] ESTADO Longitud [km] Porcentaje [%]

RED PAVIMENTADA MB B R 0.0 5.680,15 3.059,33 0.0 54.67 29.45 RED AFIRMADA MB B R 0.0 395,43 1.483,4 0.0 12.4 46.5 RED TOTAL MB B R 0.0 6.075,58 4.543,33 0.0 44.7 33.5

M 1.650,17 15.88

MM 0.0 0.0

M 1.310,15 41.1

MM 0.0 0.0

M 2.960,32 21.8

MM 0.0 0.0

MB: muy buena; B: buena; R: regular; M: mal; MM: muy mal.

En la tabla 1 se observa que gran parte de la malla vial pavimentada y en afirmado a cargo del INVIAS se encuentra en mal y regular estado (45.33% y 87.6% respectivamente). A lo anterior se debe sumar que del total de la red vial nacional a cargo del INVIAS (13579.24 km), el 23.5% (3188.98 km) aún no ha sido pavimentado, y de acuerdo al MINTRANSPORTE (2008), la red secundaria y terciaria presenta un estado crítico y paulatinamente ha venido deteriorándose por la carencia de mantenimiento debido los bajos recursos de que disponen los departamentos y la Nación para inversión en infraestructura vial.

3. De acuerdo con el Instituto de Desarrollo Urbano - IDU (2009), la malla vial a diciembre de 2009 en la ciudad de Bogotá D.C., alcanza 15657.3 km-carril de los cuales el 94.53% corresponden al Subsistema Vial (malla vial arterial con una composición del 19%, intermedia con 28% y local con 53%) y el porcentaje restante (5.47%) al Subsistema de Transporte (troncales de Transmilenio). Del Subsistema

8

Vial en estado malo y regular se encuentran el 63.2% de las vías (malo 40.3% y regular 22.9%).

4. En Colombia, la tendencia del parque automotor en los últimos 30 años ha sido incrementar en número y magnitud de cargas. El promedio de crecimiento anual del tránsito en los últimos años y la tasa anual promedio de crecimiento de la capacidad instalada de carga de acuerdo con MINTRANSPORTE (2004, 2006) ha sido del 4.6% y 5.08% respectivamente. Lo anterior genera en las capas del pavimento, mayores magnitudes de esfuerzo y deformación. Estos mayores niveles de carga deben ser contrarrestados con materiales que presenten mejores comportamientos que los tradicionales.

5. La máxima velocidad de circulación por vías nacionales de 120 km/h establecida en la ley 1383 de 2010 disminuyó a 100 km/h debido a los efectos invernales ocurridos entre el año 2010 y el 2011, al mal estado de las vías, obras de drenaje y estructuras de contención de laderas.

6. En Colombia la movilización de carga por las vías nacionales (uno de los indicadores más importantes que muestra el crecimiento de la economía de un país), expresada en miles de toneladas, creció entre 1991 y el año 2003 en 42107 (MINTRANSPORTE, 2005). La tasa de crecimiento anual de movilización de productos del sector agrícola, manufacturero, minero y pecuario crecieron en 5.47%, 14.82%, 19.11% y 4.88% respectivamente. Entre el año 2003 al 2009 la carga movilizada por carretera creció, en miles de toneladas, desde 73034 hasta 177057 (MINTRANSPORTE, 2010). 7. De acuerdo con MINTRANSPORTE (2005), “Durante los últimos años no se han realizado inversiones en la expansión de la red rural debido a que la prioridad ha sido mantener, conservar y mejorar lo existente antes de abrir nuevas vías…”

8. Entre el año 1996 al 2004 la red vial de carreteras se desmejoró notablemente debido a una reducción presupuestal de 1.437.288 millones de pesos MINTRANSPORTE (2005).

9

9. De acuerdo con reportes del Banco Mundial en el año 2004, Colombia es uno de los países del mundo con mayor atraso en infraestructura vial. Entre las causas de la crisis vial se identifican entre otras: falta de recursos, demoras excesivas en la terminación de contratos, topografía adversa, planeación equívoca, corrupción, falencias en la interventoría, deficiencia de materiales para construcción de pavimentos, continuo aumento de los límites legales de carga, inexistencia de apoyo por parte de la administración vial a la investigación y al desarrollo tecnológico.

10. Según Sabogal (2001), la densidad de carreteras pavimentadas en Colombia con 0.013 km/km2 es una de las más bajas de América, la longitud de carreteras de 4 o más carriles (270 km) es la menor entre países de similares niveles de tránsito y desarrollo económico, la baja densidad de longitud de carreteras pavimentadas por cada mil habitantes (0.34 km) coloca a Colombia en uno de los últimos lugares del continente, la tasa de mortalidad en accidentes de tránsito (152 por cada millón de habitantes) indica la escasa seguridad en las vías del país, los límites legales de carga por eje y total vehicular son los más altos del continente y se encuentran entre los más generosos del mundo, y las tendencias hacia las sobrecargas por parte de los transportadores son altas, en general cercanas a 30% cuando no hay operativos de control.

PÚBLICO OBJETO

La presente obra sirve como fuente de consulta de estudiantes de pregrado y posgrado de ingeniería civil, geotecnia, vías y transporte en instituciones de educación superior que imparten la asignatura de pavimentos y afines. Consultores y diseñadores de pavimentos flexibles podrán enriquecer y profundizar sus conocimientos en los temas que atañen el contenido del presente documento. Adicionalmente, investigadores nacionales e internacionales de grupos y centros de investigación pueden tomar como referencia la presente obra para fortalecer el estado del conocimiento de las investigaciones que ejecuten sobre mezclas asfálticas y materiales granulares no tratados utilizados para conformar pavimentos flexibles.

10

1. GENERALIDADES

1.1.

DEFINICIÓN PAVIMENTO FLEXIBLE

Un pavimento flexible es una estructura vial conformada por una capa asfáltica (capa de rodadura y/o base intermedia y/o base asfáltica) apoyada sobre capas de menor rigidez compuestas por materiales granulares no tratados o ligados (base, subbase y en algunos casos subrasante mejorada), que a su vez se soportan sobre el terreno natural o subrasante (ver esquemáticamente el perfil de una estructura de pavimento flexible en la figura 1.1). Los esfuerzos que generan las cargas vehiculares se disipan a través de cada una de las capas de la estructura de tal forma que al llegar a la subrasante la resistencia mecánica del suelo que la compone sea capaz de resistir dicho esfuerzo sin generar deformaciones que permitan el deterioro funcional o estructural de la vía. Adicionalmente cada una de las capas de la estructura debe resistir las cargas impuestas por el parque automotor y la influencia del medio ambiente.

Rasante Capa de rodadura Riego de liga Base intermedia y base asfáltica Imprimante

Capas granulares no tratadas (base, subbase, subrasante mejorada)

Subrasante Figura 1.1. Perfil típico de una estructura de pavimento flexible.

1.2.

CARACTERÍSTICAS DEL PAVIMENTO FLEXIBLE

Las características más importantes que debe reunir un pavimento flexible son: 11

 Proporcionar una superficie de rodadura adecuada para que los usuarios de las vías transiten cómodos y seguros.  Soportar las cargas impuestas por el parque automotor y las condiciones ambientales a las cuales esté sometido durante su vida de servicio (durabilidad).  Las anteriores funciones mencionadas las debe desarrollar teniendo en cuenta relaciones costo-beneficio para los usuarios y el medio ambiente.  Presentar adecuada regularidad y textura superficial (horizontal y vertical).  Ser resistentes al deslizamiento y al desgaste.  Presentar adecuada reflexión luminosa y color adecuado para evitar reflejos y deslumbramientos que puedan ser causa de accidentes.  Evitar el fenómeno del hidroplaneo.  Ruido de rodadura moderado.

12

2. CAPA ASFÁLTICA

2.1.

GENERALIDADES

La capa asfáltica en un pavimento flexible está conformada por la carpeta de rodadura, la base intermedia y la base asfáltica (ver figura 1.1), sin embargo esta capa puede estar constituida únicamente por la capa de rodadura cuando los niveles de tránsito son bajos.

Las principales funciones de la capa asfáltica son las siguientes: ▪ Estructural. Esta capa debe estar diseñada y construida de tal forma que sea resistente a los fenómenos de fatiga y acumulación de las deformaciones permanentes (ver capítulo 3) inducidos por las cargas cíclicas vehiculares que se repiten en el tiempo. Adicionalmente debe resistir los efectos del clima. ▪ Funcional. Esta capa recibe de manera directa las cargas que circulan sobre la superficie del pavimento, por lo tanto debe estar diseñada y construida de tal manera que permita la circulación cómoda y segura del parque automotor durante su vida útil. ▪ Impermeabilización. Esta capa impide la penetración directa del agua a las capas subyacentes, restringiendo la pérdida de resistencia al corte que pueden experimentar las capas granulares de base y subbase así como la subrasante cuando se incrementa el grado de saturación de los materiales que las conforman.

Cada una de las capas que componen la carpeta asfáltica está compuesta por mezclas asfálticas las cuales a su vez se componen de materiales granulares (agregado pétreo) seleccionados ligados con un material asfáltico. En Colombia las mezclas más utilizadas son las siguientes: ▪

Sello de arena – asfalto.

▪

Tratamientos superficiales.

▪

Lechadas (Slurry and Seal).

▪

Mezclas abiertas en frío. 13

▪

Mezclas abiertas en caliente.

▪

Mezclas densas en frío.

▪

Concreto asfáltico o mezcla densa en caliente.

▪

Mezclas asfálticas drenantes.

▪

Mezclas discontinuas o microaglomeradas en caliente.

Estas mezclas están conformadas por agregados pétreos con granulometría y requisitos mínimos de calidad diferentes. Así mismo presentan diferencias en cuanto a su función dentro de la estructura de pavimento y al tipo de material asfáltico o ligante que utilizan. Para poder describir y entender las diferencias entre los diversos tipos de mezclas es necesario inicialmente hacer una breve descripción de los materiales asfálticos más utilizados para fabricarlas, los cuales son el cemento asfáltico y las emulsiones asfálticas. Se describen brevemente los asfaltos rebajados y espumados. Los crudos pesados, “asfaltos tibios” y las asfaltitas (asfaltos naturales) no son presentados en el presente documento debido a que son poco utilizados en Colombia para fabricar mezclas asfálticas (una descripción detallada de algunos de estos materiales puede ser consultada en Arenas, 1999, 2006).

2.2.

MATERIALES O LIGANTES ASFÁLTICOS

Los productos asfálticos utilizados en pavimentos provienen de la destilación del petróleo crudo ya sea en forma natural o industrial. Estos materiales ligan al agregado pétreo para conformar mezclas asfálticas y son los responsables de brindar a la capa asfáltica

resistencia

mecánica

bajo

carga

monotónica,

estática

y/o

cíclica,

impermeabilidad y durabilidad. En Colombia el manejo ambiental de este tipo de materiales se puede consultar en INVIAS (2007, INV. 400.4.7).

2.2.1 Cemento asfáltico

El cemento asfáltico se designa por las letras CA o AC (Asphalt Cement en un país anglosajón) y se clasifican por lo general de acuerdo con su consistencia evaluada a través de dos ensayos: penetración y viscosidad. Otra forma de clasificación, utilizada principalmente en países desarrollados, se realiza a través del grado de funcionamiento (PG por sus siglas en inglés). 14

En Colombia, a la fecha de publicación del presente documento, los CA se clasifican de acuerdo con su penetración. Físicamente los resultados de este ensayo pueden ser entendidos como la resistencia que experimenta el cemento asfáltico cuando se permite penetrar en él una aguja normalizada durante cinco segundos a una temperatura estándar (25°C). Es decir, de manera directa mide la consistencia del CA y de manera indirecta evalúa su rigidez, entendiéndose que bajo las mismas condiciones de ensayo, el CA más rígido será aquel en el cual la aguja penetre menos. Esta penetración se evalúa en 1/10 de mm, se mide en un “penetrómetro” (ver figura 2.1) y el procedimiento de ensayo puede ser consultado en la especificación I.N.V. E-706 del Instituto Nacional de Vías INVIAS (2007a).

Figura 2.1. Penetrómetro.

En otras latitudes, la clasificación del CA se realiza a través de su viscosidad (ver tabla 2.1). Para entender la tabla 2.1, CA 5 y CA 40 corresponden a una viscosidad de 500 ± 100 y 4000 ± 800 poise respectivamente medidos a una temperatura de 60°C. AR (por sus siglas en inglés) significa CA envejecido en horno RTFOT.

Tabla 2.1. Clasificación del CA por viscosidad. Especificación AASHTO M 226 y ASTM D 3381

Tipo de CA CA-2.5 CA-5 CA-10 CA-20 CA-30 CA-40 ARAR-10 AR-20 AR-40 AR-80 AR-160 120

15

Una comparación de los métodos de clasificación por penetración y viscosidad del CA se presenta en la figura 2.2.

Figura 2.2. Comparación del CA clasificado por penetración y viscosidad.

Con respecto al PG, una descripción más detallada se puede consultar en el capítulo 4.

Las mezclas que se fabrican con CA como ligante son denominadas mezclas en caliente ya que se necesita calentar el CA a altas temperaturas (entre 135 y 160°C por lo general) para poder ser adherido al agregado pétreo. A temperatura ambiente el CA es un material solido viscoso el cual no puede adherirse al agregado pétreo. En Colombia se producen industrialmente dos tipos de CA: CA 80-100 y CA 60-70. El CA 80-100 como ligante de

mezclas en caliente, es utilizado por lo general en zonas con

temperaturas medias anuales promedio (TMAP) inferiores a los 24°C, y el CA 60-70 para temperaturas superiores a 24°C. Con respecto al nivel de tránsito que deben soportar las mezclas en el pavimento, por lo general se recomienda, para el caso de altos volúmenes de tránsito, utilizar CA 60-70 para fabricar mezclas en caliente independientemente de la temperatura de la zona.

Los requisitos mínimos de calidad que deben cumplir los CA en Colombia, con el fin de ser utilizados como materiales para conformar mezclas asfálticas se presentan en la tabla 2.2 (INVIAS, 2007).

16

Tabla 2.2. Requisitos mínimos de calidad del CA Ensayo Penetración (25°C, 100 g, 5 s) Índice de penetración Viscosidad absoluta (60°C) Ductilidad (25°C, 5cm/min) Solubilidad en Tricloroetileno Contenido de agua Punto de ignición Pérdida de masa

Método Unidad Ensayos sobre el asfalto original

CA 60-70

CA 80-100

INV. E-706, ASTM D-5

0.1 mm

60-70

80-100

INV. E-724 INV. E-716, ASTM D4402

-

-1/+1

-1/+1

P

1500 mín.

1000 mín.

cm

100 mín.

100 mín.

INV. E-702, ASTM D-113

INV. E-713, ASTM D% 99 mín. 2042 INV. E-704, ASTM D-95 % 0.2 máx. INV. E-709, ASTM D-92 °C 230 mín. Ensayos sobre el residuo luego del RTFOT INV. E-720, ASTM D% 1.0 máx. 2872

Penetración al residuo luego de la pérdida por calentamiento (INV. E720) en % de la penetración original Incremento en el punto de ablandamiento luego de la perdida por calentamiento en película delgada en movimiento (E-720)

99 mín. 0.2 máx. 230 mín. 1.0 máx.

INV. E-706, ASTM D-5

%

52 mín.

48 mín.

INV. E-712

°C

5 máx.

5 máx.

Una descripción detallada de la forma como se realizan los ensayos presentados en la tabla 2.2 se describen en INVIAS (2007a). A continuación se describe brevemente el significado físico de cada uno de los parámetros que se obtienen con los ensayos que se presentan en la tabla 2.2:  Con el índice de penetración (IP) se puede evaluar el grado de susceptibilidad térmica del CA. El IP se obtiene por lo general utilizando la figura 2.3 y realizando tres ensayos de penetración al CA a tres temperaturas diferentes. Los resultados de estos tres ensayos de penetración se introducen en la malla que se presenta en la zona izquierda de la figura 2.3 generando tres puntos los cuales son unidos por una línea recta. Luego se grafica una línea recta paralela la cual se hace pasar por el punto A de la figura 2.3. El valor del IP del CA es aquel en donde se cruce dicha línea con aquella denominada IP de la figura 2.3. Otra forma de determinar el IP es a través de las ecuaciones (2.1-2.2).

En la tabla 2.2 se presenta el rango de valores que debe presentar el CA para fabricar mezclas asfálticas. Por ejemplo, para el caso de la especificación INVIAS (2007), 17

este rango se encuentra entre -1.0 y +1.0. Un CA con IP>1.0 es muy rígido y viscoso. Mezclas asfálticas fabricadas con este tipo de CA pueden presentar problemas de fisuración térmica a bajas temperaturas y la temperatura de fabricación, extensión y compactación pueden ser muy elevadas. Mezclas fabricadas con un CA con IP 10 cm NT1 NT2 NT3 2.4 1.9 1.4 3.0 2.5 2.0 3.5 3.0 2.5

Pavim. rehabilitados en espesor ≤ 10 cm NT1 NT2 NT3 2.9 2.4 1.9 3.5 3.0 2.5 4.0 3.5 3.0

 Se deben realizar medidas de deflexión con viga Benkelman sobre la superficie de rodadura pero los resultados de las medidas no constituirán base para aceptación o rechazo de la capa construida.

2.3.2 Mezcla abierta en caliente

En Colombia estas mezclas son conocidas como MAC–1, MAC–2 y MAC–3 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 451–07). Es una mezcla similar a las MAF, la diferencia radica en que este tipo de mezcla emplea como ligante cemento asfáltico (generalmente del tipo CA 60-70). Adicionalmente son mezclas que se deben fabricar, 37

extender y compactar a altas temperaturas. Su principal campo de aplicación son los bacheos y las capas de rodadura. De acuerdo con INVIAS (2007), salvo que los estudios del proyecto indiquen lo contrario, se empleará siempre la mezcla tipo MAC-3. Las principales diferencias entre las MAC–1, MAC–2 y MAC–3 son el tamaño máximo de partícula y la granulometría del agregado pétreo (ver tabla 2.9). Los requisitos mínimos de calidad que se deben exigir al agregado pétreo de mezclas MAC se presentan en la tabla 2.10.

Es curioso leer en INVIAS (2007) que no se tenga un procedimiento estándar para el diseño de este tipo de mezcla. Lo que se especifica es un porcentaje de CA recomendado entre 1.50 y 3.0%.

Tabla 2.9. Granulometría del agregado pétreo para MAC. TAMIZ Normal Alterno 75 mm 3” 63 mm 2 ½” 50 mm 2” 37.5 mm 1 ½” 19 mm ¾” 9.5 mm 3/8” 4.75 mm No. 4 2.36 mm No. 8 150 µm No. 100

PORCENTAJE QUE PASA MAC-1 MAC-2 MAC-3 100 95-100 100 100 30-70 35-70 75-90 3-20 5-20 50-70 0-5 8-20 0-5 0-5

Tabla 2.10. Caracterización de los agregados para mezclas MAC. Ensayo

Método

NT1

NT2

NT3

Agregado grueso Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval 10% de finos en seco 10% de finos relación húmedo/seco Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Caras fracturadas 2 caras Part. planas y alargadas

INV. E-218, 219

35% máx.

35% máx.

35% máx.

INV. E-238 INV. E-224

-

30% máx. -

25% máx. 90 kN mín.

INV. E-224

-

-

75% mín.

INV. E-220 INV. E-227 INV. E-227

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 60% mín. 75% mín. -

60% mín.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 75% mín. -

INV. E-240

10% máx.

10% máx.

10% máx.

Contenido de impurezas

INV. E-237

0.5% máx.

0.5% máx.

0.5% máx.

Stripping

INV. E-737

95% mín.

95% mín.

95% mín.

Controles generales durante la construcción de MAC:

38

 Calidad del cemento asfáltico.  Calidad de los agregados pétreos.  Contenido de asfalto (E-732) y granulometría de los agregados (E-782).  Extensión de la mezcla con la pavimentadora o cuando se considere con motoniveladora.  No se permite el paso del tránsito durante su construcción debido al bajo contenido de ligante.  No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C.  Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).  Algunas tolerancias granulométricas que se toleran con respecto a la granulometría del agregado pétreo de MAC se presentan en la tabla 2.11.

Tabla 2.11. Tolerancias granulométricas para agregados de MAC. TAMIZ 4.75 mm (No. 4) y mayores Menores que 4.75 mm (No. 4)

TOLERANCIA EN PUNTOS DE % SOBRE EL PESO SECO DE LOS AGREGADOS ± 5% ± 3%

 La superficie compactada no deberá presentar irregularidades de más de 15 mm.  Se deben realizar medidas de deflexión con viga Benkelman y los resultados de las medidas no constituirán base para aceptación o rechazo de la capa construida.

2.3.3 Mezcla densa en frío

En Colombia estas mezclas son conocidas como MDF–1, MDF–2 y MDF–3 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 440-07). Una mezcla densa se diferencia de una mezcla abierta en que en la densa los agregados minerales presentan granulometría con variedades de 39

tamaño (bien gradada) con algún porcentaje de finos. Lo anterior permite, una vez compactada la mezcla, lograr una reducción importante en los espacios vacíos, con incrementos en su resistencia mecánica y disminución de la permeabilidad. El ligante asfáltico utilizado para fabricarlas son las emulsiones

tipo CRL-1 o CRL-1h. La

granulometría del agregado pétreo de las mezclas MDF–1, MDF–2 y MDF–3 se presenta en la tabla 2.12. Los requisitos mínimos de calidad que se deben exigir al agregado pétreo de mezclas MDF se presentan en la tabla 2.13.

Tabla 2.12. Granulometría del agregado pétreo para MDF. TAMIZ Normal Alterno 37.5 mm 1 1/2” 25.0 mm 1” 19.0 mm 3/4” 12.5 mm 1/2” 9.5 mm 3/8” 4.75 mm No.4 2.36 mm No.8 300 m No.50 75 m No200

PORCENTAJE QUE PASA MDF-1 MDF-2 MDF-3 100 80-95 100 80-95 100 62-77 80-95 60-75 45-60 47-62 50-65 35-50 35-50 35-50 13-23 13-23 13-23 3-8 3-8 3-8

La mayor ventaja con respecto a las abiertas es que las MDF pueden desempeñar mejor la función de capa de rodadura y base asfáltica en un pavimento. Lo anterior, debido a su mayor rigidez y resistencia al envejecimiento con respecto a las abiertas por el menor contenido de vacíos con aire. El diseño de este tipo de mezcla se ejecuta a través del ensayo de inmersión – compresión (INV. E-738):  Resistencia seca (Rs)  25 kg/cm2.  Resistencia húmeda (Rh) 20 kg/cm2.  Resistencia conservada (Rc= Rh/Rsx100)  75%.  Para capas de rodadura en vías con volúmenes de tránsito tipo NT3, la velocidad de deformación máxima en el ensayo de resistencia a la deformación plástica mediante la pista de laboratorio (INV. E-756) debe ser de 15m/min y 20 m/min para

40

mezclas MDF que se vayan a emplear en zonas donde la temperatura media anual promedio sea superior e inferior a 24° C respectivamente.

Tabla 2.13. Caracterización de los agregados para mezclas MDF. Ensayo

Método

NT1

NT2

NT3

Agregado grueso Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles

INV. E-218, 219

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx.

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx. Base: 35% máx.

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx. Base: 35% máx.

Micro Deval

INV. E-238

-

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 30% máx. Base: 30% máx.

10% de finos en seco

INV. E-224

-

-

10% de finos relación húmedo/seco

INV. E-224

-

-

Rodadura: 20% máx. Intermedia: 25% máx. Base: 25% máx. Rodadura: 110 kN mín. Intermedia: 90 kN mín. Base: 75 kN mín. Rodadura: 75% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 75% mín.

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Caras fracturadas 1 cara

INV. E-227

Rodadura: 75% mín. Intermedia: 60% mín.

Rodadura: 75% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 60% mín.

Rodadura: 85% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 60% mín.

INV. E-227

-

Rodadura: 60% mín.

Rodadura: 70% mín.

INV. E-232

Rodadura: 0.45 mín

Rodadura: 0.45 mín

Rodadura: 0.45 mín

INV. E-240

10% máx.

10% máx.

10% máx.

INV. E-237

0.5% máx.

0.5% máx.

0.5% máx.

Caras fracturadas 2 caras Coeficiente de pulimento Part. planas y alargadas Contenido de impurezas

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Angularidad

INV. E-239

Índice de plasticidad Equivalente de arena Resistencia conservada en tracción indirecta

INV. E-125, 126 INV. E-133 INV. E-725

Agregado medio y fino Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% Sulf. magnesio: 18% máx. máx. Rodadura: 45% mín. Rodadura: 40% mín. Intermedia: 40% mín. Intermedia: 35% mín. Base: 35% mín.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Rodadura: 45% mín. Intermedia: 40% mín. Base: 35% mín.

No Plástico

No Plástico

No Plástico

50% mín.

50% mín.

50% mín.

75% mín.

75% mín.

75% mín.

Dependiendo del tipo de subcapa que vayan a conformar dentro de la capa asfáltica y del espesor compacto de la misma, el INVIAS (2007) especifica emplear este tipo de mezclas tal como se describe en la tabla 2.14.

Tabla 2.14. Recomendación de utilización de MDF según espesor y tipo de capa. TIPO DE CAPA Rodadura Intermedia Base asfáltica Bacheo

ESPESOR COMPACTO [mm] 50-75 40-50 ≥ 50 ≥ 75 50-75 >75 41

TIPO DE MEZCLA MDF-2 MDF-3 MDF-2 MDF-1 MDF-2 MDF-1

Controles generales durante la construcción de MDF:  Calidad de la emulsión.  Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.  Contenido de asfalto (E-732) y granulometría de los agregados (E-782).  Resistencia de la mezcla en el ensayo de inmersión – compresión.  El paso al tránsito se debe dar cuando la mezcla tenga la resistencia suficiente. Durante las 48 horas siguientes a la apertura, se deberán tomar medidas para que los vehículos no circulen a una velocidad superior a 20 km/h.  No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C.  Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).  Espesor y la superficie compactada no deberá presentar irregularidades de más de 10 mm en capas de rodadura e intermedia o más de 15 mm en capas de base o bacheos.  Textura superficial mediante el circulo de arena (E-791) ≥1.0 mm. 

Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (E-792) según tabla 2.15.

Tabla 2.15. Valores especificados de resistencia al deslizamiento con el péndulo para MDF. Coeficiente mínimo de resistencia al deslizamiento NT1 NT2 NT3

Tipo de sección Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones

42

0.5

0.55

0.6

0.45

0.50

0.50

 Coeficiente de rugosidad internacional (IRI) para pavimentos nuevos en tramos de 1 hm según tabla 2.16.

Tabla 2.16. Valores máximos admisibles de IRI (m/km). Porcentaje en Hm 40 80 100

Pavim. de construcción nueva y rehabilitados en espesor > 10 cm NT1 NT2 NT3 2.4 1.9 1.4 3.0 2.5 2.0 3.5 3.0 2.5

Pavim. rehabilitados en espesor ≤ 10 cm NT1 NT2 NT3 2.9 2.4 1.9 3.5 3.0 2.5 4.0 3.5 3.0

 Se deben realizar medidas de deflexión con viga Benkelman y los resultados de las medidas no constituirán base para aceptación o rechazo de la capa construida.

2.3.4 Concreto asfáltico

En Colombia estas mezclas son conocidas como MDC (mezclas densas en caliente), MSC (mezclas semidensas en caliente), MGC (mezclas gruesas en caliente) y MAM (mezclas de alto módulo) de acuerdo con INVIAS (2007, art. 450-07). Internacionalmente son conocidas como mezclas HMA (por sus siglas en inglés). Son mezclas totalmente diferentes a las MAF. Estas mezclas presentan agregados pétreos con granulometría bien gradada, con tamaño de partículas solidas diferentes (gravas, arenas, finos, llenante mineral), mezclados con cemento asfáltico. Estas mezclas deben fabricarse, extenderse y compactarse a muy alta temperatura Se caracterizan por presentar un bajo contenido de vacíos con aire (entre 3 a 8% por lo general). Son mezclas de alta calidad, las cuales pueden ser utilizadas para conformar cualquier subcapa dentro de la capa asfáltica (rodadura, base intermedia y/o base asfáltica). El agregado pétreo utilizado para la elaboración de mezclas de concreto asfáltico deben satisfacer los requisitos de granulometría y calidad del agregado grueso presentado en las tablas 2.17 y 2.18-2.19 respectivamente.

El diseño de este material se realiza por medio del ensayo Marshall (INV. E-748), teniendo en cuenta los criterios que se presentan en la tabla 2.20. Una descripción detallada de la forma como se diseñan este tipo de mezclas mediante el método Marshall puede ser consultada en Garcés et al. (1997). En este ensayo se mide la resistencia de la mezcla en tensión indirecta bajo carga monotónica. Además mide la porosidad, densidad 43

y el porcentaje óptimo de asfalto que debe presentar la mezcla para su respectivo diseño. Este método de diseño ha sido reemplazo ampliamente en el mundo por medio de la metodología SUPERPAVE la cual es descrita en el capítulo 4.

Consideraciones adicionales para el diseño de este tipo de mezcla son: 

La resistencia a tracción de la mezcla (INVIAS, 2007a, E-725) en curado húmedo debe ser al menos 80% de la alcanzada bajo condición seca.



Para capas de rodadura e intermedia en vías con bajos volúmenes de tránsito y para MAM, la velocidad de deformación en el ensayo de resistencia a la deformación plástica mediante la pista de laboratorio (INVIAS, 2007a, E-756) no podrá ser mayor de 15m/min para mezclas que se vayan a emplear en zonas donde la temperatura media anual es superior a 24° C, ni mayor de 20 m/min para regiones con temperaturas hasta de 24°C.



El módulo resiliente (INVIAS, 2007a, E-749) de MAM debe ser superior a 104 MPa.



El constructor debe realizar ensayos para determinar la ley de fatiga del material (INVIAS, 2007a, E-784), pero los resultados no constituirán base para aceptación o rechazo de la mezcla que se construirá.

Tabla 2.17. Granulometría mezclas de concreto asfáltico. TAMIZ PORCENTAJE QUE PASA Normal Alterno MDC-1 MDC-2 MDC-3 MSC-1 MSC-2 MGC-0 MDC-1 MAM 37.5 mm 1 1/2” 100 25.0 mm 1” 100 100 75-95 100 100 19.0 mm 3/4” 80-95 100 80-95 100 65-85 75-95 80-95 12.5 mm 1/2” 67-85 80-95 65-80 80-95 47-67 55-75 65-80 9.5 mm 3/8” 60-77 70-88 100 55-70 65-80 40-60 40-60 55-70 4.75 mm No.4 43-59 49-65 65-87 40-55 40-55 28-46 28-46 40-55 2.00 mm No.10 29-45 29-45 43-61 24-38 24-38 17-32 17-32 24-38 14-25 16-29 9-20 9-20 7-17 7-17 10-20 425 m No.40 14-25 8-17 8-17 9-19 6-12 6-12 4-11 4-11 8-14 180 m No.80 4-8 4-8 5-10 3-7 3-7 2-6 2-6 6-9 75 m No.200

44

Tabla 2.18. Caracterización de los agregados para mezclas MDC, MSC, MGC. Ensayo

Método

NT1

NT2

NT3

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx. Base: 35% máx. Rodadura: 25% máx. Intermedia: 30% máx. Base: 30% máx.

Agregado grueso Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles

INV. E-218, 219

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx.

Micro Deval

INV. E-238

-

10% de finos en seco

INV. E-224

-

-

10% de finos relación húmedo/seco

INV. E-224

-

-

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Caras fracturadas 1 cara

INV. E-227

Rodadura: 75% mín. Intermedia: 60% mín.

Caras fracturadas 2 caras

INV. E-227

-

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Rodadura: 75% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 60% mín. Rodadura: 60% mín.

Rodadura: 25% máx. Intermedia: 35% máx. Base: 35% máx. Rodadura: 20% máx. Intermedia: 25% máx. Base: 25% máx. Rodadura: 110 kN mín. Intermedia: 90 kN mín. Base: 75 kN mín. Rodadura: 75% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 75% mín. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Rodadura: 85% mín. Intermedia: 75% mín. Base: 60% mín. Rodadura: 70% mín.

Coeficiente de pulimento

INV. E-232

Rodadura: 0.45 mín

Rodadura: 0.45 mín

Rodadura: 0.45 mín

Part. planas y alargadas

INV. E-240

10% máx.

10% máx.

10% máx.

Contenido de impurezas

INV. E-237

0.5% máx.

0.5% máx.

0.5% máx.

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Angularidad

INV. E-239

Índice de plasticidad Equivalente de arena Resistencia conservada en tracción indirecta

INV. E-125, 126 INV. E-133 INV. E-725

Agregado medio y fino Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% Sulf. magnesio: 18% máx. máx. Rodadura: 45% mín. Rodadura: 40% mín. Intermedia: 40% mín. Intermedia: 35% mín. Base: 35% mín.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Rodadura: 45% mín. Intermedia: 40% mín. Base: 35% mín.

No Plástico

No Plástico

No Plástico

50% mín.

50% mín.

50% mín.

80% mín.

80% mín.

80% mín.

Tabla 2.19. Caracterización de los agregados para mezclas MAM. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval 10% de finos en seco 10% de finos relación húmedo/seco Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Caras fracturadas 2 caras Coeficiente de pulimento Part. planas y alargadas Contenido de impurezas Angularidad Índice de plasticidad Equivalente de arena Resistencia conservada en tracción indirecta

Método

NT3

INV. E-218, 219

25% máx.

INV. E-238 INV. E-224

20% máx. 110 kN mín.

INV. E-224

75% mín.

INV. E-227 INV. E-227 INV. E-232 INV. E-240 INV. E-237 INV. E-239 INV. E-125, 126 INV. E-133

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 85% mín. 70% mín. 0.45 mín 10% máx. 0.5% máx. 45% mín. No Plástico 50% mín.

INV. E-725

80% mín.

INV. E-220

45

Tabla 2.20. Criterios para diseño de concreto asfáltico (Ensayo Marshall). CARACTERÍSTICAS Compactación (golpes/cara) Estabilidad mínima [kg] Flujo [mm] Rodadura Intermedia Base Mezclas 0 Vacíos en los agregados Mezclas 1 (VAM) [%] Mezclas 2 Mezclas 3 Vacíos llenos de asfalto (VFA) [%] para rodadura e intermedia Relación llenante/asfalto efectivo en peso Estabilidad/Flujo [kg/mm] Vacíos con aire (Va) [%]

NORMA DE ENSAYO INV. E-748 E-748 E-748

MDC, MSC, MGC NT1 NT2 NT3

E-736, 799

E-799

E-799

50 500 2-4 3-5 4-8 ≥ 13 ≥ 14 ≥ 15 ≥ 16

75 750 2-4 3-5 4-8 5-9 ≥ 13 ≥ 14 ≥ 15 ≥ 16

75 900 2-3.5 4-6 4-7 5-8 ≥ 13 ≥ 14 ≥ 15 ≥ 16

75 1500 2-3 4-6 ≥ 14 -

65-80

65-78

65-75

63-75

E-799 E-748

MAM

0.8-1.2 200-400

300-500

1.2-1.4 300-600

-

Dependiendo del tipo de subcapa que vayan a conformar dentro de la capa asfáltica y del espesor compacto de la misma, el INVIAS (2007) especifica emplear este tipo de mezclas de la forma que se describe en la tabla 2.21.

Tabla 2.21. Recomendación de utilización de concreto asfáltico según espesor y tipo de capa. TIPO DE CAPA Rodadura Intermedia Base Alto módulo Bacheo

ESPESOR COMPACTO [cm] 3-4 4-6 >6 >5 > 7.5 6-13 5-7.5 > 7.5

TIPO DE MEZCLA MDC-3 MDC-2, MSC-2 MDC-1, MDC-2, MSC-2 MDC-1, MSC-1 MSC-1, MGC-0, MGC-1 MAM MSC-1, MGC-1 MSC-1, MGC-0, MGC-1

Controles generales durante la construcción de concreto asfáltico: 

Calidad del cemento asfáltico.



Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.



Contenido de asfalto (E-732) y granulometría de los agregados (E-782).



Ensayo Marshall. 46



Revisión previa a la extensión de la mezcla de la pavimentadora (finisher) (p.e., ruedas neumáticas, orugas, regulador, enrasador, tolva, compuerta de flujo y barrenas, calentadores del enrasador).



La pavimentadora debe cargarse continuamente con suficiente mezcla y al mismo tiempo los camiones no deben esperar mucho tiempo para descargar la mezcla en la tolva (ASOPAC, 2004).



Extensión, compactación y temperatura de la mezcla. La densidad de la mezcla después de ser compactada debe ser mínimo del 98% con respecto a la densidad obtenida en laboratorio (densidad de referencia).



Construcción de tramos de prueba para garantizar un correcto proceso de compactación. Este tramo se recomienda para evaluar la velocidad del equipo compactador, el patrón de recorrido para el ancho de pavimentación, número de pasadas y selección de la zona de operación del compactador detrás de la pavimentadora. El proceso constructivo se lleva a cabo a través de tres fases de compactación: inicial, intermedia y final. La inicial es la primera pasada del compactador sobre la carpeta recién extendida. Se usan compactadores vibratorios o estáticos (figura 2.14). Esta actividad se debe hacer sobre toda la carpeta. La intermedia se realiza antes del enfriamiento de la mezcla. Con esta compactación se logran la densidad y la impermeabilidad requeridas. La final se realiza principalmente para eliminar marcas sobre la superficie y alcanzar la textura superficial final. En esta última fase de la compactación se usan generalmente los compactadores neumáticos (figura 2.15). Se hace mientras la mezcla está todavía lo suficientemente caliente para permitir la eliminación de cualquier marca de la compactación.

47

Figura 2.14. Compactadora vibratoria de rodillo o tambor (tomada de http://www.miliarium.com/Proyectos/Anejos/Maquinaria/Image5.gif).

Figura 2.15. Compactadora de neumáticos (tomada de www.interempresas.net/.../P21165.jpg).

De acuerdo con ASOPAC (2004), cuando las carpetas tienen un espesor menor a 2.5 cm se recomienda usar tambores estáticos adelante y atrás. Cuando las carpetas tienen un espesor mayor a 5 cm se recomienda que ambos tambores sean vibratorios. Cuando el espesor de la carpeta está entre 2.5 y 5 cm, se recomienda compactar con el tambor delantero vibrando y el tambor trasero estático. Sin embargo, si la mezcla es difícil, se recomienda compactar con el tambor delantero estático y el tambor trasero vibrando. El compactador debe trabajar tan cerca de la finisher como sea posible, teniendo cuidado de no deformar o romper la carpeta. Se debe trabajar a la distancia adecuada para lograr la densidad y la suavidad requeridas en el menor número de pasadas. Si el compactador no es lo 48

suficientemente rápido para la pavimentación que se está haciendo, se debe utilizar un segundo compactador o bajar la velocidad de la finisher. 

La apertura al tránsito se da cuando se alcance la densidad exigida y la temperatura de la mezcla alcance la del ambiente.



Espesor y la superficie compactada no deberá presentar irregularidades de más de 10 mm en capas de rodadura e intermedias o más de 15 mm en capas de base o bacheos.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C. Si la capa a extender ya compactada es menor de 5 cm, dicha temperatura no debe ser menor de 8°C.



Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).



Contenido de agua en la mezcla debe ser inferior al 0.5% según INV. E-755.



Registro fotográfico con cámara infrarroja (segregación térmica).



Textura superficial mediante el circulo de arena (E-791) ≥1.0 mm.



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (E-792) según tabla 2.22.

Tabla 2.22. Valores especificados de resistencia al deslizamiento con el péndulo para concreto asfáltico. Coeficiente mínimo de resistencia al deslizamiento NT1 NT2 NT3

Tipo de sección Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones



0.5

0.55

0.6

0.45

0.50

0.50

Se deben realizar medidas de deflexión con viga Benkelman y los resultados de las medidas no constituirán base para aceptación o rechazo de la capa construida. 49



Coeficiente de rugosidad internacional (IRI) para pavimentos nuevos en tramos de 1 hm según tabla 2.23.

Tabla 2.23. Valores máximos admisibles de IRI (m/km). Porcentaje en Hm 40 80 100 

Pavim. de construcción nueva y rehabilitados en espesor > 10 cm NT1 NT2 NT3 2.4 1.9 1.4 3.0 2.5 2.0 3.5 3.0 2.5

Pavim. rehabilitados en espesor ≤ 10 cm NT1 NT2 NT3 2.9 2.4 1.9 3.5 3.0 2.5 4.0 3.5 3.0

Construcción optima de las juntas transversales (donde el asfaltador se detiene y continua su marcha) y longitudinales (dependen del ancho de carril). La construcción indebida de estas juntas pueden generar abultamientos en la superficie y zonas donde la densidad alrededor de las mismas es diferente, generando agrietamiento prematuro de la junta. Existen las juntas en caliente y en frio. En caliente dos pavimentadoras trabajan en escalón con traslapos de 2.5 a 5.0 cm. En frío, las carpetas de los carriles se colocan y compactan por separado una después de la otra. Ventajas de las juntas en caliente: la construcción de las dos carpetas se termina al mismo tiempo, con el mismo espesor, densidad uniforme y trabazón fuerte. La desventaja de las juntas en frio: no se puede dar paso al tránsito durante un buen tiempo y presentan zonas con diferente densidad en las juntas.



Inspecciones visuales de la mezcla antes del descargue: 

Humo azul, puede ser indicio de mezcla sobrecalentada.



Apariencia rígida, indicio de disminución de la temperatura de la mezcla.



Si la carga en el camión es plana puede ser indicio de alto contenido de asfalto o humedad.



Apariencia opaca puede ser indicio de poco contenido de asfalto.



Vapor ascendente se puede correlacionar con humedad excesiva.

50



Intentar evaluar el fenómeno de segregación el cual es de difícil determinación visual. Este es un factor cuyos problemas asociados son graves ya que genera mezclas con granulometrías y porcentajes de cemento asfáltico diferentes.

2.3.5 Mezclas de arena - asfalto

En Colombia estas mezclas son conocidas como SAA–1 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 432–07). Son mezclas de muy delgado espesor dentro de la capa asfáltica (menor a 1 cm). Por lo anterior, no son mezclas utilizadas para ayudar a resistir las cargas impuestas por el tránsito. Por lo general son utilizadas cuando se necesitan sobrecarpetas asfálticas en donde la superficie de rodadura presenta envejecimiento, peladuras o irregularidades superficiales que inciden en el grado de serviciabilidad de la vía (mantenimientos viales). Adicionalmente pueden ser utilizadas para sellar grietas superficiales en la capa asfáltica. El ligante asfáltico recomendado para fabricar este tipo de mezclas es la emulsión tipo CRR-2 o CRR-2m. Luego de extenderse el ligante asfáltico sobre la superficie de un pavimento existente, se procede a la extensión y compactación de una capa de arena (método constructivo). El agregado pétreo utilizado para la elaboración de mezclas SAA deben satisfacer los requisitos de granulometría y calidad del agregado grueso presentados en las tablas 2.24 y 2.25 respectivamente.

De acuerdo con INVIAS (2007) estas mezclas no presentan un método de diseño estandarizado, lo que existe es una dosificación de ligante y arena especificados: 0.5 l/m2 - 1.0 l/m2 de ligante y 3.5 l/m2 - 7.0 l/m2 de arena.

51

Tabla 2.24. Granulometría mezcla SAA. PORCENTAJE QUE PASA Normal Alterno SAA-1 9.5 mm 3/8” 100 4.75 mm No.4 95-100 2.36 mm No.8 80-100 1.18 mm No.16 50-85 600 m No.30 25-60 10-30 300 m No.50 2-10 150 m No.100 TAMIZ

Tabla 2.25. Caracterización de los agregados para mezclas SAA. Ensayo

Método

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Angularidad

INV. E-239 INV. E-125, 126 INV. E-133

Índice de plasticidad Equivalente de arena Riedel Webber (adhesividad)

NT1 Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 45% mín.

NT2 Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 45% mín.

No Plástico

No Plástico

50% mín.

50% mín.

4 mín.

4 mín.

INV. E-774

Controles generales durante la construcción de SAA: 

Calidad de la emulsión.



Calidad de la arena.



Compactación con neumáticos.



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (E-792) según tabla 2.26:

Tabla 2.26. Valores de resistencia al deslizamiento con el péndulo para SAA. Coeficiente mínimo de resistencia al deslizamiento NT1 NT2

Tipo de sección Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones

52

0.5

0.55

0.45

0.50

2.3.6 Tratamientos superficiales

En Colombia estas mezclas son conocidas como tratamientos superficiales simples (TSS – 1 y TSS – 2) y tratamientos superficiales dobles (TSD – 1, TSD – 2, TSD – 3, TSD – 4) de acuerdo a INVIAS (2007, art. 430-07, 431-07). Los TSD básicamente son la suma de dos TSS. Utilizan como ligante asfáltico emulsiones generalmente del tipo CRR-1 y CRR-2 para clima frío, templado y húmedo, y material con baja cantidad de finos. Para climas templados y cálidos INVIAS (2007) recomienda la utilización de ligantes MC250 y RC-250 respectivamente. El agregado pétreo utilizado para la elaboración de mezclas TSS y TSD deben satisfacer los requisitos de granulometría y calidad del agregado grueso presentado en las tablas 2.27-2.28 y 2.29 respectivamente. Son utilizadas únicamente para conformar la superficie de rodadura del pavimento. El espesor de capa compacta de un TSS oscila entre 2.5 a 3.0 cm. Son mezclas económicas y fáciles de construir (sistema constructivo similar al de las mezclas SAA).

Tabla 2.27. Granulometría mezclas TSS. PORCENTAJE QUE PASA Normal Alterno TSS-1 TSS-2 19.0 mm 3/4“ 100 12.5 mm ½” 90-100 100 9.5 mm 3/8“ 20-55 90-100 6.3 mm ¼” 0-15 10-40 4.75 mm No.4 0-15 2.36 mm No.8 0-5 0-5 TAMIZ

Tabla 28. Granulometría mezclas TSD. TAMIZ Normal 25.0 mm 19.0 mm 12.5 mm 9.5 mm 6.3 mm 4.75 mm 2.36 mm 1.18 mm

Alterno 1” 3/4” 1/2” 3/8” 1/4” No.4 No.8 No.16

PORCENTAJE QUE PASA TSD-1 TSD-2 TSD-3 TSD-4 100 90-100 100 10-45 90-100 100 0-15 20-55 90-100 100 0-15 10-40 90-100 0-5 0-15 20-55 0-5 0-5 0-15 0-5

53

Tabla 2.29. Caracterización de los agregados para mezclas TSS y TSD. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Caras fracturadas 2 caras Coeficiente de pulimento Índice de aplanamiento Índice de alargamiento Contenido de impurezas Bandeja (adhesividad)

Método

NT1

NT2

INV. E-218, 219

25% máx.

25% máx.

INV. E-238

25% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 75% mín. 75% mín. 60% mín. 0.45 mín 0.45 mín 30% máx. 30% máx. 30% máx. 30% máx. 0.5% máx. 0.5% máx. 80% mín. 80% mín.

INV. E-220 INV. E-227 INV. E-227 INV. E-232 INV. E-230 INV. E-230 INV. E-237 INV. E-740

Al igual que las mezclas SAA, las TSS y TSD no presentan un método de diseño estandarizado, lo que existe es una dosificación de ligante y arena especificados, por ejemplo: 8-10 l/m2 de agregado y 0.9-1.3 l/m2 de ligante para TSS-1 y 6-8 l/m2 de agregado y 0.7-1.1 l/m2 de ligante para TSS-2.

Controles generales durante la construcción de TSS y TSD: 

Calidad de la emulsión.



Calidad del agregado pétreo.



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (E-792) según tabla 2.30.

Tabla 2.30. Valores especificados de resistencia al deslizamiento con el péndulo para TSS y TSD. Coeficiente mínimo de resistencia al deslizamiento NT1 NT2

Tipo de sección Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones 

0.5

0.55

0.45

0.50

El ligante se extiende a una temperatura que corresponda a una viscosidad comprendida entre 25 sSF-100 sSF. 54



Se debe evitar todo tipo de transito sobre la capa recién ejecutada durante las 24 horas siguientes a su terminación. Si ello no es factible, se deberán tomar medidas para que los vehículos no circulen a una velocidad superior a 30 km/h.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C.



Textura superficial mediante el circulo de arena (E-791) ≥1.2 mm.



IRI de la capa sobre la cual se extiende el TSS o TSD.



Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).

2.3.7 Lechadas asfálticas (Slurry and Seal)

En Colombia estas mezclas son conocidas como LA–1, LA–2, LA–3, LA–4 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 433-07). Son técnicas modernas de tratamientos superficiales. Es la mezcla de emulsión asfáltica (CRL-1 y CRL-1h), agregado fino bien gradado y llenante mineral. Funciones: sobrecarpetas, recubrimiento y protección del pavimento, tratamientos de sellado, antideslizantes y estética (utilizando pigmentos colorantes). Son mezclas que generan un muy delgado espesor compacto dentro del pavimento. El espesor típico de las capas compactas de LA es entre 3 a 14 mm. Las LA-1 y LA-2 se utilizan más como capas de rodadura antideslizantes y las LA-3 y LA-4 como sello. Son mezclas que se fabrican y se extienden en mezcladoras móviles sobre camión. La granulometría del agregados pétreo de las mezclas LA y los requisitos mínimos de calidad de los mismos se presentan en las tablas 2.31 y 2.32.

El diseño de este tipo de mezcla asfáltica se realiza principalmente por medio de los ensayos de pérdida por abrasión en pista húmeda (INV. E-778) y adsorción de arena en la máquina de rueda cargada (INV. E-778). Los valores máximos permitidos en ambos ensayos son los siguientes: 

Abrasión en pista húmeda: 0.065 g/cm2. 55



Adsorción en rueda cargada: 0.08, 0.07 y 0.06 g/cm2 cuando los vehículos que circularán por la vía diariamente son menos de 300, entre 300 y 1500, y más de 1500 respectivamente.

Tabla 2.31. Granulometría mezclas LA. TAMIZ PORCENTAJE QUE PASA Normal Alterno LA-1 LA-2 LA-3 LA-4 12.5 mm 1/2” 100 9.5 mm 3/8” 85-100 100 100 4.75 mm No.4 60-85 70-90 85-100 100 2.36 mm No.8 40-60 45-70 65-90 95-100 1.18 mm No.16 28-45 28-50 45-70 65-90 600 m No.30 19-34 19-34 30-50 40-60 300 m No.50 12-25 12-25 18-30 24-42 7-18 7-18 10-20 15-30 180 m No.80 4-8 5-11 5-15 10-20 75 m No.200 Tabla 2.32. Caracterización de los agregados para mezclas LA. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval

Método

NT1

NT2

NT3

INV. E-218, 219

25% máx.

25% máx.

25% máx.

Pérdida en ensayo de solidez

INV. E-220

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 45% mín.

25% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 45% mín.

20% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. 45% mín.

No Plástico

No Plástico

No Plástico

50% mín.

50% mín.

50% mín.

4 mín.

4 mín.

4 mín.

Angularidad Índice de plasticidad Equivalente de arena Riedel Webber (adherencia)

INV. E-238

INV. E-239 INV. E-125, 126 INV. E-133 INV. E-774

Controles generales durante la construcción de LA: 

Calidad de la emulsión asfáltica.



Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.



Contenido de asfalto (E-732) y granulometría de los agregados (E-782).

56



Ensayo de abrasión en pista húmeda (E-778) y exudación y absorción de lechadas en el ensayo de rueda cargada (E-779).



Preparación de la superficie empleando barredoras mecánicas o máquinas sopladoras.



La apertura al tránsito se dará cuando la mezcla haya curado.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C.



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (INV. E-792) y profundidad de textura superficial mediante el circulo de arena (INV. E-791) (ver tablas 2.33 y 2.34 respectivamente).

Tabla 2.33. Valores especificados de resistencia al deslizamiento con el péndulo para LA. Tipo de LA

LA-1

LA-2

LA-3

LA-3

Coeficiente mínimo de resistencia al deslizamiento NT1 NT2 NT3

Tipo de sección Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones Glorietas; curvas con radios menores de 200 m; pendientes ≥ 5% en longitudes de 100 m o más; intersecciones; zonas de frenado Otras secciones

0.55

0.60

0.60

0.50

0.60

0.60

0.55

0.60

0.60

0.50

0.60

0.60

0.50

0.60

0.60

0.45

0.55

0.55

0.50

0.55

0.60

0.45

0.50

0.55

Tabla 2.34. Profundidad de textura mediante Círculo de Arena. Tipo de agregado LA-1 LA-2 LA-3 LA-4 Profundidad de textura [mm] 1.1 0.9 0.7 0.5 Característica

57

2.3.8 Mezcla asfáltica drenante

En Colombia estas mezclas son conocidas como MD-1 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 453-07). Mezcla cuyo porcentaje de vacíos es lo suficientemente alto (entre 20 – 25%) para permitir que a su través se filtre el agua de lluvia con rapidez y pueda ser evacuada hacia las obras de drenaje de la vía evitando el fenómeno de hidroplaneo. Adicionalmente son mezclas que por su alta porosidad generan una textura superficial rugosa, adecuada para que la fricción entre el neumático de los vehículos con la rasante del pavimento sea alta, contribuyendo a la disminución en los niveles de accidentalidad de las vías. Son mezclas utilizadas para conformar la capa de rodadura en la capa asfáltica. El cemento asfáltico empleado es modificado con polímeros (tipos I y II, artículo INV. 400-07).

La granulometría del agregados pétreo de la mezcla MD se presenta en la tabla 2.35. Los requisitos mínimos de calidad que se deben exigir al agregado pétreo de mezclas MD se presentan en la tabla 2.36.

Tabla 2.35 Granulometría mezclas MD. TAMIZ Normal 19.0 mm 12.5 mm 9.5 mm 4.75 mm 2.00 mm 425 m 75 m

Alterno 3/4” 1/2” 3/8” No.4 No.10 No.40 No.200

PORCENTAJE QUE PASA MD-1 100 70-100 50-75 15-32 9-20 5-12 3-7

Los requisitos mínimos que debe reunir una mezcla MD para ser diseñada son: 

Los vacíos con aire de la mezcla (INV. E-736) no deben ser inferiores al 20% ni superiores al 25%.



La pérdida por desgaste en el ensayo Cantabro (INV. E-760) no debe ser superior al 25% en seco y 40% en inmersión.

58



Prueba de permeabilidad. El tiempo que tarde el agua en atravesar la muestra no deberá exceder 15 segundos.



El porcentaje de asfalto no debe ser inferior al 4.5% con respecto al peso de los agregados.

Tabla 2.36. Caracterización de los agregados para mezclas MD. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval 10% de finos en seco 10% de finos relación húmedo/seco Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Caras fracturadas 2 caras Coeficiente de pulimento Part. planas y alargadas Contenido de impurezas Índice de plasticidad Equivalente de arena Pérdida Cantabro tras inmersión

Método

NT2

NT3

INV. E-218, 219

25% máx.

25% máx.

INV. E-238 INV. E-224

20% máx. 110 kN mín.

20% máx. 110 kN mín.

INV. E-224

75% mín.

75% mín.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. INV. E-227 85% mín. 85% mín. INV. E-227 70% mín. 70% mín. INV. E-232 0.45 mín 0.45 mín INV. E-240 10% máx. 10% máx. INV. E-237 0.5% máx. 0.5% máx. INV. E-125, 126 No Plástico No Plástico INV. E-133 50% mín. 50% mín. INV. E-220

INV. E-760

40% máx.

40% máx.

Controles generales durante la construcción de MD: 

Calidad del cemento asfáltico modificado.



Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.



Contenido de asfalto (INV. E-732) y granulometría de los agregados (INV. E-782).



Ensayo Cantabro (INV. E-760), vacíos con aire (INV. E-736) y pruebas de permeabilidad.



No se permite la extensión de una mezcla drenante sobre superficies fresadas.



Para extender la mezcla se requiere un riego de liga empleando una emulsión asfáltica modificada. 59



La apertura al tránsito se da cuando se alcance la densidad exigida y la temperatura de la mezcla alcance la del ambiente.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 8°C.



Manejo ambiental (art. INV. 400.4.7).



Espesor y la superficie compactada no deberá presentar irregularidades de más de 10 mm en capas de rodadura o más de 15 mm en capas de base o bacheos.



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (INV. E-792) debe ser mayor a 0.55 para zonas en tangente y 0.60 para las demás.



La profundidad de textura superficial mediante el círculo de arena (INV. E-791) no debe ser menor de 1.5 mm.



Registro fotográfico con cámara infrarroja (segregación térmica).



Coeficiente de Rugosidad Internacional (IRI) para pavimentos nuevos en tramos de 1 Hm según tabla 2.37.

Tabla 2.37. Valores máximos admisibles de IRI (m/km). Pavim. de construcción nueva y Porcentaje rehabilitados en espesor > 10 cm en Hm NT2 y NT3 40 1.4 80 2.0 100 2.5

Pavim. rehabilitados en espesor ≤ 10 cm NT2 y NT3 1.9 2.5 3.0

2.3.9 Mezclas discontinuas en caliente o microaglomerados en caliente

En Colombia estas mezclas son conocidas como M–1, M–2, F–1, F–2 de acuerdo con INVIAS (2007, art. 452-07). Generan en el pavimento capas de rodadura de reducido espesor las cuales buscan mejorar la resistencia al deslizamiento de un pavimento existente. Adicionalmente son mezclas que sirven para mejorar irregularidades y 60

deterioros superficiales del pavimento. Se combinan las características de una lechada con las bondades de los asfaltos modificados.

La granulometría del agregados pétreo de las mezclas M y F se presenta en la tabla 2.38. Los requisitos mínimos de calidad que se deben exigir al agregado pétreo de mezclas M y F se presentan en la tabla 2.39.

Tabla 2.38. Granulometría mezclas M, F. TAMIZ Normal Alterno 12.5 mm 1/2” 9.5 mm 3/8” 8.0 mm 5/16” 4.75 mm No.4 2.00 mm No.10 No.40 425 m No.200 75 m

PORCENTAJE QUE PASA M-1 M-2 F-1 F-2 100 100 75-97 100 75-97 100 75-97 75-97 15-28 15-28 25-40 25-40 11-22 11-22 18-32 18-32 8-16 8-16 10-20 10-20 5-8 5-8 7-10 7-10

Tabla 2.39. Caracterización de los agregados para mezclas M y F. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval 10% de finos en seco 10% de finos relación húmedo/seco Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Caras fracturadas 2 caras Angularidad Coeficiente de pulimento Part. planas y alargadas Contenido de impurezas Índice de plasticidad Equivalente de arena Resistencia conservada en tracción indirecta Pérdida Cantabro tras inmersión

Método

NT2

NT3

INV. E-218, 219

25% máx.

25% máx.

INV. E-238 INV. E-224

20% máx. 110 kN mín.

20% máx. 110 kN mín.

INV. E-224

75% mín.

75% mín.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. Sulf. magnesio: 18% máx. INV. E-227 85% mín. 85% mín. INV. E-227 70% mín. 70% mín. INV. E-239 45% mín 45% mín INV. E-232 0.45 mín 0.45 mín INV. E-240 10% máx. 10% máx. INV. E-237 0.5% máx. 0.5% máx. INV. E-125, 126 No Plástico No Plástico INV. E-133 50% mín. 50% mín. INV. E-220

INV. E-725

80% mín.

80% mín.

INV. E-760

25% máx.

25% máx.

Los requisitos mínimos que debe reunir una mezcla M para ser diseñada son:

61



La pérdida por desgaste en el ensayo Cantabro (INV. E-760) no debe ser superior al 15% en seco y de 25% en inmersión, elaborando las mezclas con una viscosidad entre 150-190 cSt.



Vacíos con aire (INV. E-736): Mínimo 12%.

Para el caso de las mezclas F, los requisitos mínimos que debe reunir para ser diseñada son: 

La estabilidad mínima con base en el ensayo Marshall (INV. E-748) debe ser de 750 kg.



Vacíos con aire (INV. E-736): Mínimo 4%.



Resistencia a la deformación plástica mediante la pista de ensayo de laboratorio (INV. E-756): la velocidad de deformación no podrá ser mayor de 12 m/min para mezclas que se vayan a emplear en zonas donde la TMAP es superior a 24° C, ni mayor de 15 m/min para regiones con TMAP hasta de 24°C.



La resistencia en el ensayo de tracción indirecta (INV. E-725) de las mezclas en curado húmedo deben ser al menos 80% de las obtenidas bajo condición seca.

Controles generales durante la construcción de M o F: 

Calidad del cemento asfáltico modificado.



Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.



Contenido de asfalto (INV. E-732) y granulometría de los agregados (INV. E-782).



Ensayo Cantabro (INV. E-760), vacíos con aire (INV. E-736), pruebas de Marshall (INV. E-748), resistencia a la deformación plástica mediante la pista de ensayo de laboratorio (INV. E-756) y resistencia a la tracción indirecta (INV. E-725).

62



La apertura al tránsito se da cuando se alcance la densidad exigida y la temperatura de la mezcla alcance la del ambiente.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 8°C.



Para extender la mezcla se requiere un riego de liga empleando una emulsión asfáltica modificada.



Registro fotográfico con cámara infrarroja (segregación térmica).



Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).



Coeficiente de resistencia al deslizamiento con el péndulo TRRL (E-792) y textura superficial mediante el círculo de arena (E-791) según tabla 2.40.

Tabla 2.40. Coeficiente de resistencia al deslizamiento y textura superficial. CARACTERISTICA Resistencia al deslizamiento Profundidad de textura (mm)

TIPO DE MEZCLA M F 0.55* 0.60 1.5 1.1

*0.60 para vías NT3. 

Espesor y la superficie compactada no deberá presentar irregularidades de más de 10 mm en capas de rodadura o más de 15 mm en capas de base o bacheos.



Coeficiente de rugosidad internacional (IRI) para pavimentos nuevos en tramos de 1 hm según tabla 2.41.

Tabla 2.41. Valores máximos admisibles de IRI (m/km). Porcentaje en Hm 40 80 100

Pavim. de construcción nueva y rehabilitados en espesor > 10 cm NT1 NT2 NT3 2.4 1.9 1.4 3.0 2.5 2.0 3.5 3.0 2.5 63

Pavim. rehabilitados en espesor ≤ 10 cm NT1 NT2 NT3 2.9 2.4 1.9 3.5 3.0 2.5 4.0 3.5 3.0

2.3.10 Mezclas tibias

En Colombia, a la fecha de publicación del presente documento, no existe especificación sobre este tipo de mezcla asfáltica. Internacionalmente son conocidas como mezclas WMA (por sus siglas en inglés). Se denomina mezcla asfáltica tibia aquella que mediante el uso de diferentes técnicas se logra reducir las temperaturas de mezclado y compactación de una mezcla asfáltica caliente sin alterar demasiado la calidad de la mezcla asfáltica resultante. La reducción de las temperaturas de mezclado y compactación traen consigo una reducción en la energía requerida para la elaboración de la mezcla y de las emisiones a la atmósfera (Figura2.16) (Romier et al., 2006; Kristjansdottir et al. 2007; Wasiuddin et al. 2007; Biro et al., 2009; Tao et al., 2009).

De acuerdo con Gandhi (2008), Hearon y Diefenderfer (2008), las temperaturas de mezcla y compactación de WMA están entre 90-130°C y 100 a 135°C respectivamente. Investigadores como Goh y You (2008), Yan et al. (2010) mencionan que la temperatura de fabricación de mezclas WMA se encuentra en un rango entre 17 a 56°C y 30 a 50°C menor que aquella requerida para manufacturar mezclas asfálticas en caliente (HMA por sus siglas en inglés). Una observación similar es reportada por Silva et al. (2010) quien reporta que dicha disminución alcanza los 40°C.

Según You y Goh (2008) el ahorro de energía y la reducción de emisiones durante el proceso de fabricación de mezclas WMA, en comparación con mezclas HMA, es del 30%.

64

Figura 2.16. Tecnologías y ventajas medio-ambientales para la producción de Mezclas Asfálticas (Olard, y Noan, 2008).

Otras ventajas del empleo de esta tecnología en comparación con las mezclas HMA son: 

Extensión y compactación en ambientes más fríos (Goh y You, 2008; You y Goh, 2008; Hearon y Diefenderfer, 2008; Ran et al., 2010).



Reducen el consumo de combustible y las emisiones en planta (Goh y You, 2008; You y Goh, 2008). Lo anterior generaría que las plantas de producción de mezcla se puedan ubicar en lugares más cercanos a las ciudades. De acuerdo con Robjent y Dosh (2009) la reducción en combustibles se encuentra entre 20 a 35% pero a corto plazo podría ser superior a 50%. Estakhri et al. (2009) mencionan que la reducción de CO2, SO2, compuestos orgánicos volátiles, CO, NOx y cenizas es de 30–40%, 35%, 50%, 10–30%, 60–70% y 20–25% respectivamente. Adicionalmente reportan un ahorro en costo de combustibles superior al 40% y dicho ahorro es mayor cuanto más costoso sea el combustible en determinado país.



Reducen el desgaste de las plantas (Hurley y Prowell, 2006 a,b; Biro et al., 2009; Gandhi y Amirkhanian, 2008).



Menor oxidación y envejecimiento a corto plazo del ligante asfáltico por las menores temperaturas durante el proceso de fabricación de la mezcla lo cual puede 65

incidir en un aumento en la resistencia a fatiga y al agrietamiento por bajas temperaturas (Gandhi y Amirkhanian, 2008; Hearon y Diefenderfer, 2008; Estakhri et al., 2009; Robjent y Dosh, 2009; Ran et al., 2010). 

Oportunidad de ser utilizadas para la fabricación de mezclas asfálticas modificadas con caucho en las cuales se necesita disminuir la temperatura de fabricación (Akisetty et al., 2008; Akisetty et al., 2009; Liu et al., 2010).



Disminución de la viscosidad del ligante asfáltico (Goh y You, 2008; You y Goh, 2008) lo que redunda en una pertura más pronta de la vía pavimentada y mejoramiento de la trabajabilidad (Goh y You, 2008; You y Goh, 2008; Estakhri et al., 2009; Robjent y Dosh, 2009; Yan et al., 2010).



La reducción de las temperaturas de mezclado y compactación potencian la utilización de estas mezclas para la construcción de capas asfálticas delgadas (Tao et al., 2009; Yan et al., 2010).



Mayor distancia de transporte de la mezcla previo a la extensión y compactación (Robjent y Dosh, 2009).



Mayor posibilidad de utilizar el ligante de las WMA para procesos de fabricación de mezclas asfálticas recicladas (Estakhri et al., 2009).



Con base en estudios realizando tomografía computarizada con rayos X, Estakhri et al. (2009) reportan que la distribución de los vacíos con aire con la profundidad de la capa asfáltica es mejor.

Algunas de las desventajas reportadas sobre el uso de esta tecnología son: 

Reciente utilización y por lo tanto baja producción investigativa en su estudio (Vaitkus et al., 2009).



Por lo general, las propiedades físicas y mecánicas de las mezclas WMA son menores en comparación con las de mezclas HMA (Vaitkus et al., 2009). 66



Las propiedades de las mezclas WMA dependen del tipo de aditivo utilizado o del método de fabricación.



Los ligantes asfálticos tienden a generar los mismos problemas que las emulsiones y los asfaltos rebajados tales como mezclas con mayores vacíos con aire, mayores tiempos de curado y tendencia a ser utilizados principalmente para producción de mezclas gruesas o abiertas.



En algunas ocasiones el ahorro de combustibles y energía no se ve compensado con el costo extra que se genera por la producción del ligante y aditivos necesarios para la mezcla WMA (Gandhi y Amirkhanian, 2008; Biro et al., 2009; Vaitkus et al., 2009).



Las menores temperaturas de fabricación pueden generar que el secado del agregado pétreo no sea suficiente, produciendo pérdida de adherencia en la mezcla (Vaitkus et al., 2009; Xiao et al., 2010). Lo anterior genera en algunos casos la necesidad de utilizar aditivos especiales para mejorar dicha adherencia.

Estados del conocimiento sobre el estudio de mezclas WMA puede ser consultado en You y Goh (2008), Vaitkus et al. (2009).

2.3.11 Mezclas asfálticas modificadas

Existen en el mundo dos técnicas de utilización de polímero o aditivos para modificar las propiedades de mezclas asfálticas. A estas técnicas de modificación se les denomina vía húmeda y seca. Por vía húmeda, el polímero o aditivo es agregado al asfalto a alta temperatura y luego este ligante ya modificado, es adicionado al agregado pétreo para conformar la mezcla asfáltica (ver proceso de fabricación en la figura 2.17). Por vía seca, aditivo reemplaza parte del agregado pétreo (por lo general las fracciones más finas) y se adiciona al mismo a alta temperatura para luego recibir el asfalto y formar la mezcla asfáltica. En general, la literatura de referencia reporta que por vía húmeda las desventajas, entre otras, son el mayor costo inicial de la mezcla (se requiere nuevos equipos en planta como la unidad de mezclado y almacenamiento del asfalto-caucho, 67

cambio de bombas y tuberías) y el aumento de la temperatura de mezclado (se requiere energía adicional en planta durante el proceso de fabricación de la mezcla). Por vía seca el tiempo de compactación de la mezcla es mayor y demanda mayor cantidad de ligante asfáltico. Sin embargo, el proceso seco es más económico que el húmedo (Velar, 1997) ya que el proceso húmedo, como ya se mencionó, requiere la instalación un tanque de almacenamiento adicional para el aglutinante (o bitumen), una bomba que pueda manejar esta mezcla que resulta ser más viscosa y abrasiva, e instalar además el equipo necesario para hacer la mezcla.

De acuerdo con Lougheed y Papagiannakis (1996), el mejor comportamiento de las mezclas asfálticas modificadas se obtiene cuando el proceso de modificación se realiza por vía húmeda. Por medio del proceso en seco el comportamiento de las mezclas modificadas varía entre aceptable a desastroso. La capacidad del aditivo para mejorar las propiedades de las mezclas asfálticas depende del tipo de modificación (húmedo o seco), naturaleza, porcentaje y tamaño máximo de las partículas de aditivo y del tiempo y temperatura de mezclado entre el ligante y polímero.

Figura 2.17. Proceso de fabricación del asfalto-caucho (vía húmeda). Tomado de http://www.rubberizedasphalt.org/how.htm.

Los objetivos que se persiguen cuando se modifican asfaltos es mejorar algunas de las propiedades de las mezclas asfálticas tales como: 

Resistencia a la fisuración y susceptibilidad térmica. 68



Resistencia a la deformación permanente (ahuellamiento) bajo carga cíclica y monotónica.



Rigidez.



Adherencia entre los agregados pétreos.



Cohesividad.



Resistencia al envejecimiento.



Resistencia a la fatiga.

En Colombia, la tendencia del parque automotor en los últimos 30 años ha sido incrementar en número y magnitud de cargas (MINTRANSPORTE, 2000, 2004 e IDEAM, 2001). Lo anterior genera en las capas asfálticas de una estructura de pavimento mayores niveles de esfuerzo y deformación. Estos mayores niveles de carga deben ser

contrarrestados

con materiales

asfálticos que presenten mejores

comportamientos que los tradicionales. Una alternativa para contrarrestar este fenómeno en el mundo ha sido la utilización de la tecnología de los asfaltos modificados, utilizando principalmente polímeros como agentes modificadores. Esta tecnología ha sido una técnica ampliamente estudiada y utilizada en el mundo. Con la adición de polímeros al asfalto se modifican las propiedades mecánicas, químicas y reológicas de las mezclas asfálticas. Cuando se utiliza esta tecnología se pretende mejorar el comportamiento que experimentan las mezclas tradicionales cuando son sometidas a diferentes condiciones de carga y del medio ambiente.

Los polímeros se pueden clasificar en dos grandes grupos: termoendurecibles y termoplásticos. Los primeros no se utilizan para modificar asfaltos porque son materiales que a altas temperaturas se descomponen o degradan sus propiedades. Los termoplásticos por el contrario son los utilizados para modificar asfaltos ya que pueden ser sometidos a altas temperaturas sin que se degraden demasiado sus propiedades. Los termoplásticos a su vez se subdividen en dos clasificaciones: elastómeros y plastómeros. Los tipos de elastómeros más utilizados para modificar asfaltos son los cauchos naturales como el estireno-butadieno-estireno (SBS), cauchos sintéticos derivados del petróleo (SBR) y el grano de llanta reciclado y triturado (Gcr). Dentro de la gama de los plastómeros se encuentran entre otros: el polietileno de alta y baja densidad (PEAD, PEBD), polipropileno (PP), poliestireno (PS) y policloruro de vinilo (PVC). La mayor parte de las investigaciones realizadas en el área de los asfaltos modificados utilizan 69

como agentes modificadores polímeros del tipo elastómero. Estados del conocimiento sobre el tema pueden ser consultados en Papagiannakis y Lougheed (1995), Copeland (2007), Yildirim (2007) y para el caso colombiano en Rondón et al. (2008). Como ya se mencionó con anterioridad, este tipo de aditivos al ser agregados al asfalto mejoran principalmente el comportamiento resiliente (recuperación elástica) de las mezclas cuando son solicitadas a ciclos de carga y descarga especialmente a altas temperaturas de servicio. Cuando las mezclas se modifican con aditivos plastoméricos se obtiene un incremento en la resistencia mecánica de las mezclas a altas temperaturas debido a que el asfalto se rigidiza.

2.3.12 Mezclas asfálticas recicladas en frio

En Colombia estas mezclas son conocidas como RAP (por sus siglas en inglés) y se caracterizan a través de la especificación INVIAS (2007, art. 461-07). Son mezclas que resultan de mejorar las propiedades de mezclas obtenidas durante el proceso de fresado de capas asfálticas antiguas, ya sea mediante la adición de agregado pétreo o de un ligante asfáltico nuevo.

Los agregados pétreos que resulten del proceso de fresado y posterior pulverización del material extraído deben cumplir la granulometría presentada en la tabla 2.42. Los requisitos mínimos de calidad que se deben exigir al agregado pétreo de mezclas RAP se presentan en la tabla 2.43. Los ligantes recomendados para la fabricación de este tipo de mezcla son la emulsión tipo CRL-1 cuya penetración sea entre 100 y 250 mm/10 y asfalto espumado fabricado a partir de un cemento asfáltico CA 80-100.

Tabla 2.42. Granulometría agregados reciclados. Tamiz Porcentaje que pasa Normal Alterno 37.5 mm 1 1/2” 100 25 mm 1” 75-100 19 mm 3/4” 65-100 9.5 mm 3/8” 45-75 4.75 mm No.4 30-60 2.00 mm No.10 20-45 No.40 10-30 425 m No.200 5-20 75 m

70

Tabla 2.43. Caracterización de los agregados para mezclas RAP. Ensayo Resistencia al desgaste en la máquina de los Ángeles Micro Deval 10% de finos en seco 10% de finos relación húmedo/seco Pérdida en ensayo de solidez Caras fracturadas 1 cara Angularidad Coeficiente de pulimento Part. planas y alargadas Índice de plasticidad Equivalente de arena

Método

NT1

NT2

NT3

INV. E-218, 219

40% máx.

40% máx.

40% máx.

INV. E-238

-

30% máx.

25% máx.

INV. E-224

-

-

75 kN mín.

INV. E-224

-

-

75% mín.

INV. E-220

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

Sulf. sodio: 12% máx. Sulf. magnesio: 18% máx.

INV. E-227

50% mín.

50% mín.

50% mín.

INV. E-239

35% mín

35% mín

35% mín

INV. E-232

0.45 mín

0.45 mín

0.45 mín

INV. E-240

10% máx.

10% máx.

10% máx.

INV. E-125, 126

No Plástico

No Plástico

No Plástico

INV. E-133

30% mín.

30% mín.

30% mín.

Si la mezcla RAP se fabrica a partir de emulsión asfáltica, éstas se deben diseñar utilizando el ensayo de inmersión-compresión (INV E-738) teniendo en cuenta como criterio: 

Resistencia de probetas curadas en seco ≥ 20 kg/cm2.



Resistencia conservada tras curado húmedo ≥ 75%.

Si la mezcla se fabrica con asfalto espumado, el diseño se debe efectuar utilizando como medida la resistencia a la tensión indirecta (INV E-785), teniendo en cuenta como criterio: 

Resistencia de probetas curadas en seco ≥ 2.5 kg/cm2.



Resistencia conservada tras curado húmedo ≥ 50%.

Para la preparación del asfalto espumado se debe tener en cuenta: 71



Relación de expansión ≥ 10.



Vida media (segundos) ≥ 10.

Controles generales durante la construcción de RAP: 

Calidad de la emulsión o asfalto espumado.



Calidad de los agregados pétreos y llenante mineral.



Contenido de asfalto (INV. E-732) y granulometría de los agregados (INV. E-782).



Realización de ensayo de inmersión-compresión (INV E-738) o resistencia a la tensión indirecta (INV E-785) (dependiendo si la mezcla fue fabricada con emulsión o asfalto espumado) para evaluar diseño de mezcla.



La apertura al tránsito se da como mínimo al término de las 48 o 72 h si la mezcla se fabrica con asfalto espumado o emulsión asfáltica respectivamente.



No se debe permitir la construcción durante lluvia o temor a que ella ocurra, ni cuando la temperatura ambiente sea menor a 5°C.



Manejo ambiental (artículo INV. 400.4.7).

72

3. MECANISMOS DE DAÑO DE MEZCLAS ASFÁLTICAS PARA EL DISEÑO

3.1.

AHUELLAMIENTO EN MEZCLAS ASFÁLTICAS

3.1.1 Generalidades

De acuerdo con Khedr (1986), Collop et al. (1995), Chen et al. (2004), Fwa et al. (2004), Saleeb et al. (2005), Archilla (2006), Salama et al. (2006), Saurabh et al. (2006), Shu et al. (2006), Wang et al. (2007), Miao y Zhang (2008), Libo et al. (2008), Chen y Zu (2009), Gao et al. (2009), Huang y Shu (2009), Huang et al. (2009), Pei y Chang (2009), Quang et al. (2009), Wang et al. (2009), Zhang et al. (2009), el fenómeno de ahuellamiento es uno de los principales mecanismos de daño de capas asfálticas en estructuras de pavimentos flexibles y semi-rígidos. Este fenómeno puede ser definido como la deformación vertical permanente que se va acumulando en el pavimento debido al paso repetitivo de los vehículos, el cual genera la formación de delgadas depresiones longitudinales a lo largo de la trayectoria de las llantas (ver figura 3.1). Puede generar fallas estructurales o funcionales en el pavimento y ocurre en cualquier capa de la estructura, sin embargo, investigadores como Sousa et al. (1994) y Chen et al. (2003) han demostrado y reportado que la mayor parte del ahuellamiento se genera en la capa asfáltica. De acuerdo con Sousa et al. (1991), Collop et al. (1995), White et al. (2002), Archilla y Madanat (2006) el fenómeno de ahuellamiento en mezclas asfálticas ocurre por densificación principalmente durante la construcción y por la formación de deformaciones de corte durante la vida úitl del pavimento. Hofstra y Klomp (1972) reportan con base en los estudios realizados por la AASHO (American Association of State Highway Officials) en 1962 y sobre ensayos a escala real, que del total de ahuellamiento, el mayor componente es el de corte. Una observación similar es reportada por Brown y Bell (1977), Freeme (1973), Eisenmann y Hilmer (1987), Myers et al. (2002) y Al-Qadi et al. (2009).

De acuerdo con Tarefder et al. (2003), el ahuellamiento es afectado principalmente por tres factores: mezcla (gradación del agregado, grado de funcionamiento PG del ligante, contenido de asfalto), carga (presión de llanta, tipo de eje) y ambiente (temperatura, humedad, precipitación). La predicción de este fenómeno en mezclas asfálticas ha sido complicado debido a la falta de métodos de ensayos prácticos de laboratorio y equipos 73

(NAPA, 1995), y por lo general se intenta controlar a través de la rigidez. En la tabla 3.1 se resumen los principales factores que afectan el fenómeno de ahuellamiento de mezclas asfálticas (Sousa et al., 1991). Adicionalmente se presenta la influencia que tiene el cambio de dichos factores sobre el aumento o la disminución de las deformaciones permanentes en estos materiales.

Figura 3.1 Vista de una capa asfáltica ahuellada.

Tabla 3.1. Factores que afectan el fenómeno de ahuellamiento en mezclas asfálticas.

Agregados pétreos Ligante asfáltico Mezcla

Condiciones de campo

Factor

Cambio en el factor

Textura superficial Forma

Liso a rugoso Redonda a angular Incremento en tamaño máximo

Tamaño

Efecto sobre la resistencia al ahuellamiento Incrementa Incrementa Incrementa

Rigidez

Incremento

Incrementa

Contenido de ligante Contenido de vacíos Grado de compactación Temperatura Esfuerzo/deformación Repeticiones de carga Agua

Incremento Incremento Incremento Incremento Incremento Incremento Seco a húmedo

Disminuye Disminuye Incrementa Disminuye Disminuye Disminuye Disminuye

Zhou y Scullion (2002) mencionan que la deformación permanente de mezclas asfálticas, medida en ensayos bajo carga cíclica en el laboratorio, experimenta tres estados de comportamiento tal como se observa en la figura 3.2. En el primer estado la deformación se acumula rápidamente producto de la densificación que experimenta la 74

capa asfáltica por las cargas iniciales que tránsitan sobre el pavimento. En este estado la tasa de deformación disminuye alcanzando un valor constante en el segundo estado, y en el tercero esta tasa vuelve a incrementar y la deformación nuevamente comienza a acumularse rápidamente (en este punto es importante resaltar que esta afirmación se basa en estudios realizados a muy pocos ciclos de carga en comparación con aquellos que experimenta un pavimento en servicio). Mencionan que físicamente en el primer estado, el agregado pétreo de las mezclas experimenta deformación principalmente por reacomodo de partículas debido a la densificación del material y por lo tanto inicialmente la mezcla disminuye sus vacíos con aire. En el segundo estado comienzan a generarse micro-fisuras y el material experimenta perdida de rigidez. Con la continuación de la carga cíclica, las micro-fisuras gradualmente se propagan y se juntan formando macro-fisuras haciendo que la tasa de deformación incremente. Con base en mediciones de deformación realizados sobre 49 secciones de pavimento a escala real, ellos reportan que 43 estructuras experimentaron el primer estado, el segundo estado lo experimentaron las otras 6 y ninguna experimentó el tercer estado de comportamiento. Los dos primeros estados descritos han sido reportados ampliamente por otros investigadores (p.e., Chen et al., 2006; Price et al., 2007). De acuerdo con Monismith y Tayabali (1988) y Roberts et al. (1996) el ahuellamiento en pavimentos incrementa en los primeros años de operación y luego se estabiliza con el tiempo. En general, la deformación resiliente permanece constante mientras la permanente disminuye con el número de ciclos de carga.

Figura 3.2. Estados de deformación (Zhou y Scullion, 2002).

75

Según Sousa et al. (1991), algunos investigadores, con base en mediciones realizadas en ensayos de creep (fluencia) sobre distintas mezclas asfálticas, han establecido como criterio de falla valores adecuados de rigidez de estos materiales que permiten evitar el fenómeno de ahuellamiento (ver tabla 3.2). En la tabla 3.3 se presentan algunos límites admisibles de los valores de deformación que se deben permitir en una estructura de pavimento in situ.

Tabla 3.2. Criterio de rigidez de mezclas en ensayos de creep para evitar el fenómeno de ahuellamiento en mezclas asfálticas. Referencia Viljoen et al. (1981) Kronfuss et al. (1984) Finn et al. (1983)

Temperatura [°C] 40 40 40

Tiempo [min] 100 60 60

Esfuerzo [MPa] 0.2 0.1 0.2

Rigidez [MPa] 80 50-65 135

Tabla 3.3. Límites admisibles de deformación. Referencia

Institución

Jackson y Baldwin (2000) Gopalakrishnan y Thompson (2004) Mahboub (1990)

-

Límite admisible [cm] 0.60

USACE

2.54

FHwA- Federal Highway Administration MDOT (Michigan Department of Transportation)

2.54

Salama et al. (2006)

1.20

Posibles causas que incrementan la magnitud de este fenómeno son: baja compactación de la mezcla, exceso de ligante asfáltico dentro de la mezcla, elevada temperatura de la zona acompañada de ligante asfáltico blando, y altos volúmenes de tráfico y magnitud de cargas.

3.1.2 Ensayos y equipos

3.1.2.1 Ensayos de laboratorio

A continuación se enuncian y describen brevemente los tipos de ensayos de laboratorio más utilizados para medir deformaciones permanentes en mezclas asfálticas.

76

1. Ensayos de esfuerzos uniaxiales ejecutados sobre muestras cilíndricas inconfinadas bajo carga monotónica, en creep (fluencia) (ver figura 3.3) o cíclica. Las muestras en estos ensayos presentan generalmente dimensiones de 4” de diámetro y 8” de altura. Los parámetros que se pueden medir en estos ensayos son: módulo y/o deformación en creep vs. tiempo, módulo resiliente, deformación permanente vs. número de ciclos de carga, relación de Poisson, módulo dinámico y relación de amortiguamiento.

Figura 3.3. Esquema de un ensayo uniaxial de creep (Garnica et al., 2002). Para determinar el módulo, un esfuerzo del tipo “haversine” (figura 3.4) en compresión de 138 kPa es aplicado sobre las muestras cilíndricas a 40°C. Las frecuencias de carga son de 10, 5, 2, 1, 0.5, 0.2 y 0.1 Hz. La diferencia entre el módulo dinámico y resiliente radica en el tipo de carga que se utiliza para el ensayo. Para el caso del módulo resiliente se aplica un periodo de receso entre carga y carga mientras que para el caso del módulo dinámico no existe tal periodo de receso.

Figura 3.4. Esquema del esfuerzo “Haversine”.

2. Ensayos de esfuerzos triaxiales ejecutados sobre muestras cilíndricas confinadas bajo carga monotónica, en creep o cíclica. Las muestras y los parámetros que se 77

miden en estos ensayos son similares a aquellos utilizados y obtenidos de ensayos uniaxiales. Los ensayos triaxiales cíclicos se realizan aplicando una presión de confinamiento constante, sometiéndo las mezclas asfálticas a condiciones de esfuerzos similares a las producidas por el paso de vehículos en la superficie. En los ensayos triaxiales cíclicos las probetas se introducen dentro de la cámara triaxial donde son sometidas a una condición de esfuerzo vertical de compresión que varía con una función sinusoidal (v), a una presión horizontal estática e isotrópica (H) y a una temperatura constante. Ante las condiciones descritas, la muestra de ensayo experimenta alteraciones en su geometría: la altura total de la muestra disminuye por la aparición de deformaciones permanentes (ΔHP) y la probeta experimenta un achatamiento general que genera variaciones en su radio (ver Figura 3.5).

Cámara triaxial

Figura 3.5. Esquematización del ensayo triaxial cíclico al a) inicio de la prueba y b) finalizar la prueba.

3. Ensayos diametrales o de tensión indirecta ejecutados bajo carga cíclica o en creep. Las muestras en estos ensayos presentan dimensiones de 4” de diámetro y 2.5” de altura. Los parámetros que se miden en estos ensayos son similares a aquellos obtenidos de ensayos uniaxiales y triaxiales. La carga es aplicada verticalmente en compresión en el plano diametral de un espécimen cilíndrico de mezcla asfáltica (ver figura 3.6).  Uno de los equipos más utilizados para realizar ensayos de este tipo es el Nottingham Asphalt Tester (NAT). En este equipo puede ser evaluado el módulo resiliente y dinámico de mezclas asfálticas y la resistencia a fatiga y al ahuellamiento al mismo tiempo. El principio del NAT (ver figuras 3.7-3.8) es el 78

de someter un espécimen cilíndrico a cargas repetitivas de compresión con una señal de carga a través del plano vertical diametral hasta la falla. Este equipo usa probetas cilíndricas de 10 o 15 cm de diámetro.

Figura 3.6. Esquema de un ensayo de tracción indirecta (Garnica et al., 2002). Valvula

Figura 3.7. Diagrama del mecanismo del NAT y principio de tracción indirecta.

79

Figura 3.8. Nottingham Asphalt Tester. 4. Ensayos del tipo “Wheel-Track” o de deformación a pequeña escala. Las muestras en estos ensayos son losas prefabricadas y en ellas se mide la deformación que experimenta una mezcla asfáltica en función del número de ciclos aplicados (ver figura 3.9). Algunos de los equipos más utilizados en el mundo para realizar ensayos de este tipo son el APA (Asphalt Pavement Analyzer, AASHTO TP 63), WheelTrack de Hamburgo y French Pavement Rutting Tester (FPRT).

80

Figura 3.9. Ensayo de pista a pequeña escala (Choi et al., 2005).

De acuerdo con Kandhal y Cooley (2003), Chen y Zu (2009) y Huang y Shu (2009) el APA es uno de los equipos más utilizados en USA y muchos otros países del mundo para evaluar la resistencia a la deformación permanente de mezclas asfálticas. Según estos autores, el APA fue originalmente desarrollado en 1985 y bautizado como el “Georgia Loaded Ehell Tester”. En este equipo se utiliza generalmente la profundidad de desplazamiento vertical medida a 8000 ciclos de carga para evaluar la resistencia al ahuellamiento de mezclas asfálticas. Los ensayos en este equipo son realizados sobre losas de mezcla asfáltica (12.7 cm de ancho, 30.5 cm de largo y 7.6 cm de alto) o sobre muestras cilíndricas cuyas dimensiones son 15.24 cm y 7.62 cm de diámetro y altura respectivamente. Durante los ensayos, las muestras son sometidas a una carga cíclica de 445 N y el rango de temperatura oscila entre 40.6 y 64°C.

Prowell (1998) estudió resultados con APA y concluye que al compararlos con 11 ensayos de campo “WesTrack” el coeficiente de correlación fue de 0.81. De manera similar, Chen et al. (2006) reportan buena correlación entre los resultados medidos en un APA y aquellos obtenidos en un equipo del tipo “Wheel-Track”. Martin y Park (2003) mencionan que el APA puede predecir resultados de campo. Otros resultados exitosos de la utilización de este equipo para determinar deformaciones permanentes en mezclas asfálticas pueden ser consultados en Cooley et al. (2001), Stuart y Mogawer (2001).

81

Contrario a lo anterior, Williams y Stuart (1998) reportaron un coeficiente de correlación de 0.33 cuando se compararon resultados utilizando un APA con 9 secciones “WesTrack”. Huang y Shu (2009) compararon los resultados del APA con aquellos obtenidos sobre 24 mezclas ensayadas in situ a través de un equipo del tipo “WesTrack” del NCAT (National Center for Asphalt Technology). Ellos reportan que la correlación entre los resultados medidos en el APA y aquellos obtenidos in situ es baja cuando se analiza la deformación a 8000 ciclos de carga y el porcentaje de vacíos es pequeño (4%), sin embargo, mencionan que la correlación es buena cuando los ciclos de carga son pequeños (entre 500 a 2000) y el porcentaje de vacíos aumenta (7%). Jackson y Baldwin (2000) realizando ensayos sobre una mezcla asfáltica reportan una muy pobre correlación del desplazamiento vertical medido a 8000 ciclos de carga cuando se analizan diferentes porcentajes de vacíos, contenidos de asfalto y finos granulares (ver figuras 3.10 a-c). Lee et al. (2007) no encontraron correlación entre el porcentaje de vacíos con aire y la acumulación de la deformación permanente medida a 8000 ciclos de carga en un APA, de una mezcla asfáltica convencional y tres modificadas, dos con caucho molido y una con SBS (estireno-butadieno-estireno por sus siglas en inglés).

En el ensayo Wheel-Track de Hamburgo, una losa de mezcla asfáltica o un espécimen rectangular es sumergida en agua a 50°C y es deformada debido al paso repetido de una carga rodante de acero de 703 N que simula la forma de una llanta vehicular. Este ensayo ha sido ampliamente utilizado en Alemania para evaluar la susceptibilidad de mezclas asfálticas a la humedad. El equipo aplica como máximo 2x104 ciclos de carga o una deformación de 12.5 cm. Si las muestras son cilíndricas sus dimensiones son de 15.24 y 7.62 cm de diámetro y altura respectivamente. Una descripción detallada del equipo puede ser consultada en Aschenbrener (1995).

El FPRT aplica la carga sobre una losa de mezcla asfáltica (50x18x10 cm) soportada y embebida por un elemento metálico tal como se presenta en la figura 3.11. La magnitud, trayectoria y la frecuencia de carga es de aproximadamente 5000 N, 41 cm y 1 Hz respectivamente. La presión de contacto del neumático en movimiento es de 0.7 MPa y la temperatura del ensayo es de 45°C.

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a)

b)

c) Figura 3.10. Evolución del desplazamiento en el APA con el a) porcentaje de vacíos con aire, b) contenido de asfalto y c) contenido de filler en la mezcla para 8000 ciclos de carga (Jackson y Baldwin, 2000).

Figura 3.11. Esquema del FPRT (Szydlo y Macklewicz, 2005).

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5. Ensayos de corte simple bajo la aplicación de carga en creep, cíclica y dinámica. Las muestras son similares a aquellas utilizadas en los ensayos diametrales. Los parámetros que se pueden medir en estos ensayos son: módulo y/o deformación de corte en creep vs. tiempo, módulo resiliente de corte, deformación permanente de corte vs. número de ciclos de carga, módulo dinámico de corte y relación de amortiguamiento. En el ensayo de carga cíclica un esfuerzo de corte de 69 kPa del tipo “heversine” es aplicada de manera repetida sobre especimenes cilíndricos de 15.24 y 5.08 cm de diámetro y altura respectivamente. El tiempo de aplicación de carga es de 0.1 s seguido de un período de reposo de 0.9 s. El equipo aplica como máximo 2x104 ciclos de carga o una deformación permanente de corte de 5%.

6. Ensayos de tomografía con rayos X. En estos ensayos una mezcla asfáltica puede ser descrita a nivel micro-mecánico en 3D a través del conocimiento de los vacíos con aire, de la forma, textura y configuración del agregado pétreo. Así mismo es posible obtener de manera aproximada la rigidez del ligante asfáltico dentro de la mezcla y la rigidez entre contactos de partículas. Una descripción más detallas de este tipo de ensayos puede ser consultada en Wang et al. (2007a) y Obaidat et al. (1997).

3.1.2.2 Ensayos a escala real

Otro tipo de ensayos que se ejecutan para evaluar el feómeno de ahuellamiento en estructuras de pavimentos son los ensayos a escala real. Estos ensayos ofrecen una buena representación de las condiciones de campo, pues el método asegura la simulación del sistema de pavimento y de las cargas que en realidad tendrán que ser soportadas por la estructura, junto con el movimiento lateral de los vehículos y el uso de las velocidades reales de aplicación de carga. Estos ensayos requieren del diseño y construcción de pistas que pueden ser longitudinales o circulares. En estas últimas la velocidad de la llanta cargada está limitada debido a la fuerza centrifuga (Rao Tangella et al., 1990).

Estos ensayos se emplean entre otras cosas para: ▪ Estudiar el diseño de la estructura de pavimento.

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▪ Evaluar el efecto de las diferentes cargas aplicadas (llantas sencillas o dobles, dispuestas en un eje simple, tándem o trídem). ▪ Medir y caracterizar de manera acelerada el comportamiento a la deformación permanente de estructuras de pavimento así como de otros mecanismos de daño. ▪ Verificar los métodos constructivos y las especificaciones de los equipos de construcción. ▪ Experimentar, evaluar e implementar nuevos materiales para pavimentos. ▪ Verificar el comportamiento de diferentes estructuras de pavimento.

Las principales desventajas de este tipo de tecnología son que requieren la construcción de estructuras costosas a escala real y de equipos e instrumentaciónn sofisticados para la medición y cálculo de deflexiones y esfuerzos, así como para el control de la humedad en cada una de las capas del pavimento. Información adicional sobre las características y beneficios de la utilización de estos equipos se puede consultar en Metcalf (1996), Brown (2004), y en los “Proceedings of International Conference on Accelerated Pavement Testing” (1999, 2004). Algunos ejemplos de equipos utilizados para realizar este tipo de ensayos se describen a continuación de manera resumida. 1. Texas Mobile Load Simulator – TxMLS. Es un equipo que permite medir deformaciones permanentes in situ. Consta de seis ejes tándem para la aplicación de cargas al pavimento y presenta dimensiones de 31x6x4.5 m tal como se presenta en la figura 3.12. La carga que aplica cada eje tándem es de 150 kN y la presión de inflado de las llantas es de 758 kPa. La velocidad máxima de aplicación de carga es de 17.64 km/h.

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Figura 3.12. Esquema del TxMLS (Chen y Hugo, 1998; Abdallah et al., 1999).

Mayor información sobre el MLS puede ser consulatado en Chen y Hugo (1998), Abdallah et al. (1999), Hugo et al. (1999a-b), Chen et al. (2000), Hugo (2000) y Martin et al. (2003).

2. National Airport Pavement Test Facility (NAPTF). El NAPTF se encuentra localizado en el Aeropuerto Internacional de Atlanta, New Yersey (USA). Este equipo fue desarrollado con el fin principal de ayudar a validar metodologías para el diseño, evaluación y construcción de estructuras de pavimentos para aeropuertos. Las estructuras que se ensayan con el NAPTF presentan dimensiones de 274.3 m de longitud, 18.3 m de ancho y 2.7 a 3.6 m de profundidad. En este equipo las condiciones de resistencia de la subrasante se pueden cambiar, así como el tipo de carga, su distribución y velocidad de tal forma que se pueden simular los esfuerzos que experimenta en servicio una estructura de pavimento en un aeropuerto (p.e., cargas como las de un Boeing 777 o 747, ver figura 3.13).

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Figura 3.13. National Airport Pavement Test Facility (NAPTF) (Gopalakrishnan y Thompson, 2006).

3. Carruseles de fatiga del Laboratoire Central des Ponts et Chausses (LCPC). Uno de estos carruseles ubicado en el centro de ensayos del LCPC en Nantes, ha sido utilizado desde 1984 y cuenta con unas de las pistas circulares de ensayo más grandes en operación en el mundo. Es un simulador acelerado de tráfico pesado que permite representar en menos de una semana el tráfico de camiones que durante un año soporta un pavimento diseñado para las condiciones más rigurosas (altos niveles de carga y volumen de vehículos). El carrusel cuenta con una torre central de la que se desprenden cuatro brazos que son trasladados de una pista a otra para la realización de los ensayos (ver figura 3.14). En los extremos de los brazos pueden instalarse llantas sencillas o dobles, dispuestas en un eje simple, tándem o trídem. Su sistema electro-hidráulico de 1000 caballos de fuerza, asegura que la velocidad de movimiento de las llantas pueda alcanzar los 100 km/h. Las cargas van desde 45 kN para una llanta sencilla, hasta 135 kN para un eje tridem con llantas sencillas o un eje tándem con llantas dobles.

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Figura 3.14. Carrusel de fatiga (LCPC, 2007).

Cada una de las tres pistas de ensayo tiene un radio promedio de 19.5 m, 122.5 m de longitud y 6 m de ancho. Es posible colocar las cargas a diferentes radios de rotación, dependiendo de la longitud del brazo. Este ensayo a escala natural no solo es utilizado para evaluar el comportamiento de una estructura de pavimento próxima a construirse, también sobre él se realiza investigación tendiente a buscar nuevas técnicas para el mantenimiento y la rehabilitación de carreteras.

4. Carrusel de fatiga de la Universidad de Los Andes. Ubicado en la ciudad de Bogotá D.C. (Colombia), posee una pista circular de 4 y 35 m de ancho y largo respectivamente (ver figura 3.15). Es capaz de simular ejes simples de hasta 15 toneladas y una velocidad máxima de 40 km/h (Caicedo y Pérez, 2000).

Figura 3.15. Carrusel de fatiga de la Universidad de Los Andes.

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3.1.3 Factores que afectan la resistencia a la deformación permanente

3.1.3.1 Carga

Ampliamente ha sido reconocido por múltiples investigadores que la acumulación de la deformación permanente en mezclas asfálticas es directamente proporcional con la magnitud de la carga (p.e., Brown y Bell, 1977; Khedr, 1986; Middleton et al., 1986; Eisenmann y Hilmer, 1987; Hudson y Seeds, 1988; Kim y Bell, 1988; Mahboub y Little, 1988; Vallerga et al., 1989, Sousa et al., 1991, Tarefder et al., 2003; Fwa et al., 2004; Al Qablan et al., 2006; Salama et al., 2006; Su et al., 2008; Gao et al., 2009; Qin et al., 2009; Quang et al., 2009) (ver ejemplos en las figuras 3.16-3.17). Chen y Zu (2009) con base en ensayos realizados sobre tres mezclas asfálticas fabricadas con dos agregados pétreos y dos ligantes diferentes reportan que un incremento de 100% en la magnitud de la carga en el APA puede generar hasta un 370% de incremento en la deformación vertical permanente.

Por otro lado, un incremento en la presión de confinamiento de mezclas asfálticas genera aumento en la resistencia a la deformación permanente (ver figura 3.18). Con base en los resultados presentados en la figura 3.19, Seo et al. (2007) reportan que el efecto del confinamiento es mayor a medida que disminuye la frecuencia de carga.

Figura 3.16. Influencia de la magnitud del esfuerzo vertical (Khedr, 1986).

89

Figura 3.17. Influencia de la magnitud del esfuerzo vertical 1. Presión de confinamiento 3=0.2 MN/m2, Temperatura T=45°C y frecuencia de carga f=30 Hz (Francken, 1977).

Figura 3.18. Influencia de la presión de confinamiento 3. Esfuerzo vertical 1=0.01 MN/m2, Temperatura T=30°C y frecuencia de carga f=30 Hz (Francken, 1977).

90

Figura 3.19. Influencia del confinamiento y la frecuencia de carga (Seo et al., 2007).

Es interesante observar en la figura 3.20 que a bajas temperaturas el efecto del confinamiento sobre la rigidez de mezclas asfálticas es casi nulo pero a altas temperaturas es apreciable (Shu y Huang, 2008).

a)

b) Figura 3.20. Evolución de la rigidez de una mezcla asfáltica con la presión de confinamiento para una temperatura de a) 10°C y b) 54°C (Shu y Huang, 2008).

Hua y White (2002), Al-Qadi et al. (2009), Steyn (2009) concluyen que el tipo y la forma de la llanta de los vehículos tienen una alta influencia sobre el fenómeno de ahuellamiento ya que la distribución de la carga al pavimento es diferente dependiendo del tipo de llanta que se utilice. Un ejemplo reportando resultados de ensayos de creep bajo carga cíclica se presenta en la figura 3.21 (Al-Qadi et al., 2009). Salama et al. (2006) reportan con base en el análisis de mecanismos de daño de múltiples pavimentos en servicio que los camiones con ejes de carga simples o tándem generan mayor 91

agrietamiento por fatiga que aquellos tridem o mayores. Por el contrario concluyen que las mayores deformaciones permanentes verticales las generan los vehículos que distribuyen su carga en ejes tridem o mayores.

Figura 3.21. Efecto del tipo de llanta sobre la acumulación de la deformación permanente (Al-Qadi et al., 2009)

La figura 3.22 muestra los resultados de ahuellamiento que experimentaron pistas de prueba construidas para simular las cargas que producen en un aeropuerto, aviones tipo Boeing 777 y 747 (Gopalakrishnan y Thompson, 2006). Se observa que el ahuellamiento incrementa notablemente cuando se pasa de una carga de 20.4 ton a 29.4 ton.

Figura 3.22. Influencia de la magnitud del esfuerzo vertical (Gopalakrishnan y Thompson, 2006).

92

Haddock et al. (2005) mencionan, con base en estudios reportados por White et al. (2002), que el incremento de ahuellamiento en vías en los USA en los últimos años se atribuye principalmente al aumento en las presiones de contacto, ejes de carga y volúmenes de tráfico.

Teng et al. (2008) con base en la utilización del programa de elementos finitos ANSYS concluyen que la magnitud de las cargas y la rigidez de la subrasante tienen el más grande efecto sobre el fenómeno de ahuellamiento de pavimentos. Wu (2004) menciona que en un pavimento bien diseñado y construido el ahuellamiento superficial es debido a la subrasante.

3.1.3.2 Temperatura, velocidad de carga y humedad

El comportamiento de una mezcla asfáltica puede ser considerado elástica a bajas temperaturas y/o altas velocidades de carga. A medias y altas temperaturas las ecuaciones elásticas conducen a repuestas subestimadas del pavimento (Elseifi et al., 2006). Estos materiales exhiben comportamiento viscoelástico o puramente viscoso a altas temperaturas y cuando se aplican cargas a pequeñas velocidades. Por lo anterior, por lo general la deformación total que experimenta una mezcla asfáltica bajo carga cíclica es divida en una componente elástica, otra viscoelástica y otra viscoplástica. Según Khattak y Roussel (2008) el comportamiento viscoelástico de mezclas asfálticas es función de a) propiedades químicas, físicas, reológicas y de adhesión del ligante asfáltico, b) tipo y distribución del aditivo en el ligante asfáltico y c) gradación de gruesos y finos, y angularidad de las partículas sólidas los cuales gobiernan el tamaño de los vacíos y su distribución dentro de la mezcla.

De manera general la literatura de referencia reporta que un aumento en la temperatura genera disminución en la rigidez de las mezclas asfálticas, aumentando el grado de susceptibilidad al fenómeno de ahuellamiento (p.e., Khedr, 1986; Archilla y Madanat, 2000; Tarefder et al., 2003; Uzan, 2003; Zhou et al., 2003; Fwa et al., 2004; Seo et al., 2007; Khan y Kamal, 2008; Shu y Huang, 2008; Su et al., 2008; Chen y Zu, 2009; Gao et al., 2009; Liping et al., 2009; Qin et al., 2009). Ejemplos se presentan en las figuras 3.23-3.24. Hofstra y Klomp (1972) realizando medidas de deformación permanente en un “test-track” observaron que el ahuellamiento incrementó un 40% cuando la 93

temperatura del ensayo aumentó de 20°C a 60°C. Linden y Van der Heide (1987) reportaron un incremento notable en la deformación permanente de múltiples vías en Europa durante los periodos de verano de 1975-1976. Mahboub y Little (1988) con base en un estudio realizado sobre diferentes estructuras de pavimento en el estado de Texas (Estados Unidos) concluyeron que la acumulación de la deformación permanente de capas asfálticas ocurre principalmente entre las 7:30 a.m. a 5:30 p.m. y en los meses de abril a octubre (verano). Adicionalmente reportan que el fenómeno de ahuellamiento puede ser ignorado cuando la temperatura es inferior a 15°C. Un estudio similar es reportado por Celauro (2004).

Figura 3.23. Influencia de la temperatura (Liping et al., 2009).

Figura 3.24. Influencia de la magnitud del esfuerzo vertical () y la temperatura (T) sobre la relación (tasa de deformación) entre la deformación plástica (p) y el número de ciclos de carga (N) (Khedr, 1986) 94

La figura 3.25 presenta el efecto de la temperatura y la densidad sobre la rigidez de una mezcla asfáltica ensayada en un NAT (Sivapatham y Beckedahl, 2006). Se observa un aumento en la rigidez a medida que disminuye la temperatura de la mezcla y aumenta el grado de compactación. Es interesante observar en la figura que a altas temperaturas la influencia del grado de compactación sobre la rigidez es insignificante y a bajas temperatura el efecto es importante.

Figura 3.25. Efecto del grado de compactación y la temperatura sobre la rigidez de una mezcla asfáltica (Sivapatham y Beckedahl, 2006).

De acuerdo con Tarefder et al. (2003), el agua genera pérdida de resistencia en la interfase entre el ligante asfáltico y el agregado pétreo, generando que la tasa de acumulación de la deformación permanente aumente debido a la pérdida de cohesión de la mezcla por humedad. Este fenómeno fue identificado en la década de los 30’s (Caro et al., 2008) y la literatura de referencia lo denomina “stripping” (Majiidzadeh y Brovold, 1968; Lottman y Johnson, 1971; Kandhal et al., 1989; Mohamed, 1993; Amirkhanian y Williams, 1993; Williams y Miknis, 1998; Bagampadde et al., 2005; Mallick et al., 2005; Caro et al., 2008; Kringos et al., 2008, 2008a; Mohammad et al., 2008; Kassem et al., 2009). Peterson (1982) y Stuart (1986) sugieren que el stripping ocurre por reacción química entre el asfalto y el agregado. De manera similar Bagampadde et al. (2005) mencionan que la calidad del agregado y la composición mineralógica es uno, de entre tantos factores, que afectan la magnitud de este fenómeno. Kanitpong y Bahia (2008) reportan que la adherencia entre el ligante y el agregado pétreo es fuertemente dependiente de la mineralogía de este último material. Lu y 95

Harvey (2006, 2006a) demostraron que la edad del pavimento tiene una alta influencia en el daño por humedad. El Hussein et al. (1998) concluyen que existe incopatibilidad térmica entre el agregado pétreo y el ligante lo cual genera contracción térmica diferencial de estos componentes, induciendo altos esfuerzos de tensión, grietas, deterioro localizado en la matriz de asfalto y deterioro de la interfase ligante-agregado. Las causas que generan este fenómeno son complejas ya que involucran aspectos físicos, químicos, mecánicos y termodinámicos. El estado del conocimiento en esta área es que a pesar del alto número de investigaciones realizadas, el fenómeno de stripping y las causas que lo generan no han sido totalmente entendidas e identificadas (Mohamed, 1993; Bagampadde et al., 2005).

En la figura 3.26, Dunhill et al. (2006) muestran la influencia de la velocidad de aplicación de carga y la temperatura sobre la resistencia bajo carga monotónica a compresión y a tensión de una mezcla asfáltica. Se observa un aumento de la resistencia en tensión y compresión de las mezclas a medida que aumenta la tasa de deformación y disminuye la temperatura. Chen et al. (2004) realizando simulaciones en el programa de elementos finitos ABAQUS y ensayos a escala real reportan que la deformación vertical evaluada cuando el vehiculo circula a 20 km/h es dos veces mayor que cuando circula a 90 km/h. Su et al. (2008), con base en los estudios reportados por Pell y Taylor (1974), mencionan que la deformación causada por un vehiculo a 10 cm/s es equivalente a aquel causado por 10 vehículos con la misma carga circulando a 100 cm/s. Fwa et al. (2004) realizando ensayos en un “Wheel Tracking Test” reportan un aumento en la resistencia a la deformación a medida que aumenta la velocidad de carga. Uge y van de Loo (1974) realizando ensayos de creep reportaron un incremento en la deformación permanente de mezclas asfálticas entre 3.7 a 4.6 veces cuando el tiempo de carga se aplicó entre 1 a 104 segundos.

96

Figura 3.26. Influencia de la velocidad de deformación sobre la resistencia a compresión de una mezcla asfáltica (Dunhill et al., 2006).

Ali et al. (2009) realizaron simulaciones en ABAQUS de una estructura de pavimento compuesta por 17 cm de capa asfáltica, 40 cm de base y subbase granular no tratada. Utilizaron una ecuación elasto-viscoplástica para las simulaciones. Concluyen que el fenómeno de ahuellamiento disminuye en el pavimento si la velocidad de carga aumenta (ver figura 3.27). Ellos reportan un incremento de 100% en las deformaciones permanentes cuando se disminuye la velocidad de carga de 60 a 10 km/h. Otros resultados similares fueron reportados por Al-Qadi et al. (2004), Wang y Machemehl (2004).

Figura 3.27. Influencia de la velocidad de carga (Ali et al., 2009).

97

3.1.3.3 Densidad y compactación

Uge y van de Loo (1974), Linden y Van der Heide (1987), Sousa et al. (1991), Sivapatham y Beckedahl (2006) reportan que un incremento en la densidad genera disminución en la susceptibilidad al fenómeno de ahuellamiento de mezclas asfálticas. Un ejemplo se presenta en la figura 3.28. Monismith y Tayebali (1988) compararon la respuesta que experimenta en el ensayo de corte de creep, muestras de una mezcla asfáltica fabricada en laboratorio e in situ. Ellos reportaron que las mezclas compactadas en laboratorio por amasado a través del “compactador de California” experimentan módulos de corte similares a aquellas obtenidas in situ.

Figura 3.28. Influencia del grado de compactación (Sivapatham y Beckedahl, 2006).

De acuerdo con Tarefder et al. (2003), dos muestras con igual contenido de aire pueden experimentar distinta respuesta a la deformación permanente ya que la orientación de los vacíos puede diferir cuando se utilizan métodos de compactación diferentes. Archilla y Madanat (2000) mencionan que la construcción de capas asfálticas en climas fríos puede conllevar en ocasiones a la generación de bajas densidades de compactación en las mezclas lo que redunda en una disminución de la resistencia al ahuellamiento. Swami et al. (2004), Khan y Kamal (2008) reportan que con el método de compactación Marshall de mezclas asfálticas en el laboratorio no se puede identificar el grado de susceptibilidad al ahuellamiento que experimentará la mezcla asfáltica in situ. Lo anterior debido a que éste método no replica el grado de compactación que experimenta una mezcla asfáltica in situ (Roberts et al., 2002). Khan y Kamal (2008) compactaron muestras de mezcla asfáltica utilizando el método Marshall y el recomendado por el 98

SUPERPAVE (compactador giratorio). Ellos reportan significativas diferencias en las mediciones de deformación permanente y módulo resiliente cuando se fabrican mezclas asfálticas con estos métodos de compactación (ver figuras 3.29-3.30). En las figuras 3.29-3.30 se observa que las mezclas diseñadas por el método SUPERPAVE experimentan mayor resistencia a la deformación permanente y rigidez que aquellas diseñadas por el método Marshall. Adicionalmente ellos reportan que muestras compactadas por el método SUPERPAVE experimentan menor sensitividad al agua que aquellas fabricadas y diseñadas por el método Marshall.

Figura 3.29. Acumulación de la deformación permanente para mezcla fabricadas por el método de compactación Marshall y SUPERPAVE. Temperatura de ensayo = 40°C (Khan y Kamal, 2008).

Figura 3.30. Variación del módulo resiliente con la temperatura para mezcla fabricadas por el método de compactación Marshall y SUPERPAVE. (Khan y Kamal, 2008). 99

3.1.3.4 Tamaño, tipo, forma y granulometría del agregado pétreo

Hughes (1990) reporta que la gradación tiene el mayor impacto en la minimización del fenómeno de ahuellamiento de mezclas asfálticas en comparación con mejorar o modificar el ligante asfáltico. De acuerdo con Brown y Pell (1974) y Sousa et al. (1991), agregados pétreos con gradaciones densas y textura rugosa son deseables para controlar el fenómeno de ahuellamiento. Pelland et al. (2004), Khattak y Roussel (2008) mencionan que mezclas fabricadas con agregados pétreos con gradaciones gruesas ayudan a aumentar la resistencia al ahuellamiento. Matthews y Monismith (1993) reportan que mezclas fabricadas con gradaciones medias tienen mayor resistencia al ahuellamiento que aquellas fabricadas con gradaciones gruesas. Lo anterior debido a que las mezclas que utilizan agregados pétreos con gradaciones gruesas son más difíciles de compactar que las medias.

Button et al. (1990), Archilla y Madanat (2000) reportan que un exceso en el contenido de finos granulares en la mezcla asfáltica redunda en una disminución significativa de la resistencia al ahuellamiento. Huang et al. (2007) sin embargo reportan, con base en ensayos de tracción indirecta, un incremento en la resistencia a la deformación permanente cuando se incrementa el contenido de finos entre 2-10% (ver figura 3.31). Adicionalmente concluyen que el aumento del filler genera en las mezclas mayor susceptibilidad a la humedad y por lo tanto tienden a disminuir su resistencia al ahuellamiento en presencia del agua. Karakouzian et al. (1996) mencionan que mezclas asfálticas fabricadas con agregados pétreos con presencia elevada de tamaños de partículas de arena son más susceptibles al fenómeno de acumulación de la deformación.

Uge y van de Loo (1974), Meier y Elnicky (1989), Button et al. (1990), Parker y Brown (1994), Archilla y Madanat (2000), Fletcher et al. (2002), NCHRP (2005), Prowell et al. (2005), Shu et al. (2006), reportaron que mezclas fabricadas con agregados pétreos con caras angulares obtenidas por procesos de trituración experimentan menor deformación bajo carga cíclica que mezclas fabricadas con la misma composición granulométrica pero utilizando agregados con caras redondeadas. Una observación similar fue reportada por Huang et al. (2009) pero mencionan que el efecto de las caras fracturadas es mayor entre más blando o de mayor penetración sea el ligante.

100

Figura 3.31. Influencia del contenido de filler (Huang et al., 2007).

En la figura 3.32 se presenta la influencia de la forma del agregado pétreo y el contenido de vacíos de la mezcla asfáltica sobre la rigidez de las mismas. Se observa un aumento de la rigidez de esto materiales a medida que disminuye el contenido de vacíos y aumenta el contenido de partículas de agregados pétreos con caras fracturadas o angulares (Uge y van de Loo, 1974; Cooper et al., 1985; Sousa et al., 1991). Mahboub y Little (1988) indicaron sin embargo, que una disminución del contenido de vacíos producto del aumento desmesurado de ligante asfáltico aumenta el potencial de ahuellamiento de mezclas asfálticas (ver figura 3.33). Es decir, ellos mencionan que efectivamente una disminución del contenido de vacíos disminuye el potencial de ahuellamiento siempre y cuando dichos vacíos sean alcanzados con los contenidos óptimos de ligante asfáltico y no con su aumento desmesurado. Button et al. (1990), Barksdale (1993), Archilla y Madanat (2000), Tarefder et al. (2003), Qin et al. (2009) reportan que una causa común de ahuellamiento es el exceso de ligante.

101

Figura 3.32. Efecto de la forma de partículas y el contenido de vacíos sobre la rigidez de mezclas asfálticas (Uge y van de Loo, 1974).

Figura 3.33. Efecto del contenido de asfalto y vacíos en la mezcla sobre el fenómeno de ahuellamiento en mezclas asfálticas (Mahboub y Little, 1988).

Davis (1988) reportó que el uso de agregados pétreos con mayores tamaños de partículas ayuda a reducir el potencial de ahuellamiento de mezclas asfálticas sometidas a presiones elevadas de carga. Fernando et al. (1997) concluyen que agregados pétreos con elevados tamaños de partículas mejoran la resistencia al ahuellamiento de mezclas asfálticas sometidas a tiempos de carga mayores a aquellos asociados en vías normales en servicio.

La figura 3.34 muestra la evolución de la deformación permanente con los vacíos con aire y la temperatura (Seo et al., 2007). Se observa un aumento en la acumulación de la 102

deformación permanente a medida que aumentan los vacíos con aire en la mezcla asfáltica. Lo anterior puede ser explicado con base en los resultados reportados por estos autores sobre la evolución de la disminución de la rigidez de las mezclas asfálticas a medida que aumenta el porcentaje de vacíos con aire. De manera similar, Gao et al. (2009) concluyen que la resistencia al fenómeno de ahuellamiento disminuye entre 40 a 60% cuando se incrementa entre 4 a 7% los vacíos con aire.

Figura 3.34. Evolución de la deformación permanente con los vacíos con aire y la temperatura. (Seo et al., 2007).

3.1.3.5 Tipo de ligante asfáltico

Mahboub y Little (1988) reportaron que asfaltos de baja viscosidad generan mezclas asfálticas menos rígidas las cuales son más susceptibles a experimentar deformación bajo carga cíclica. Monismith et al. (1985) reportaron años atrás una observación similar y recomendaron la utilización de ligantes asfálticos más rígidos y de menor penetración para fabricar mezclas que fueran utilizadas para conformar capas asfálticas gruesas de vías con altos volúmenes de tránsito y en zonas con climas de altas temperatura. Sivapatham y Beckedahl (2006) con base en ensayos del tipo “Wheel Tracking” observaron que asfaltos menos penetrables y con mayor punto de ablandamiento generan mezclas que experimentan menor susceptibilidad al ahuellamiento. Shu y Huang (2008) con base en ensayos realizados en un APA concluyen que un aumento en el rango del PG (grado de funcionamiento por sus siglas en inglés) del cemento asfáltico genera mezclas más resistentes al fenómeno de acumulación de deformaciones 103

permanentes (ver figura 3.35). Una conclusión similar había sido mencionada años atrás por Pelland et al. (2004).

Figura 3.35. Influencia del grado PG del CA (Shu y Huang, 2008).

Generalmente

mezclas

que

usan

asfaltos

modificados

experimentan

menor

ahuellamiento en comparación con aquellas que son fabricadas con ligantes convencionales (Tarefder et al., 2003). Yang et al. (2009) con base en ensayos realizados sobre una pista circular a escala real concluyen que mezclas fabricadas con ligantes asfálticos modificados con polímeros del tipo SBS experimentan mayor resistencia al ahuellamiento que aquellas fabricadas con asfalto sin modificar. Una conclusión similar utilizando este aditivo para modificar un ligante tipo CA 20 (PG 6422) es reportado por Elseifi et al. (2003) y Xu et al. (2004). Éstos últimos indican que la resistencia al ahuellamiento de mezclas modificadas con SBS son cuatro veces más grandes que las mezclas convencionales. Adicionalmente Yang et al. (2009) reportan que mezclas asfálticas modificadas con fibras de poliéster mejoran la resistencia al ahuellamiento en comparación con aquellas modificadas con fibras de celulosa.

Ruth y Roque (1995), Way (2003), Sebaaly et al. (2003) y Huang et al. (2007) demostraron que mezclas asfálticas modificadas con caucho son más resistentes al fenómeno de ahuellamiento y fatiga. Adicionalmente, Holleran y Van (2000) señalaron que este tipo de mezclas modificadas disminuyen el espesor del pavimento. La figura 3.36 muestra los resultados de ensayar en un APA la resistencia a la deformación permanente de una mezcla asfáltica modificada con caucho molido de llanta. Se observa un incremento en la resistencia a la deformación permanente cuando se aumenta entre 104

5-15% el contenido de caucho molido a la mezcla (Shen et al., 2006). Xiao et al. (2007) utilizando el mismo rango de adición de caucho, observaron un incremento notable de la resistencia en tracción indirecta bajo carga monotónica y en la deformación permanente medido en un APA. Ellos reportan adicionalmente que existe un tamaño de grano de caucho en el cual la resistencia al ahuellamiento es óptimo (ver figura 3.37). Lee et al. (2007) presentan en la figura 3.38 el aumento en la resistencia a la deformación que experimenta una mezcla asfáltica cuando se modifica el CA (PG 64-22) empleando 10 y 15 % de caucho molido de llanta y otro CA (PG 76-22) modificado con 3% de SBS.

Figura 3.36. Influencia del caucho molido de llanta (Shen et al., 2006).

Figura 3.37. Influencia del tamaño de grano de caucho molido de llanta (Xiao et al., 2007).

105

Figura 3.38. Influencia del caucho y el SBS (Lee et al., 2007).

Otros ejemplos de aumento en la resistencia al ahuellamiento mediante la utilización de asfaltos modificados se presentan en las figuras 3.39-3.40. En la figura 3.39 se observa una reducción de 33% en las deformaciones permanentes evaluadas en un equipo “Wheel tracking”, cuando se adiciona a un cemento asfáltico de penetración 80 dmm, entre 0.5 y 3.5% de asfaltita con respecto a la masa total de la mezcla asfáltica analizada (Rondón y Reyes, 2009). Una disminución similar (40%) fue reportada por Rondón et al. (2008) sobre el mismo tipo de mezcla y cemento asfáltico, cuando se adicionó un desecho de PVC por vía húmeda y seca (1 y 2% de adición respectivamente con respecto a la masa total de la mezcla asfáltica) (ver figura 3.40).

Otro ejemplo de la influencia del tipo de ligante sobre el fenómeno de ahuellamiento de mezclas asfálticas puede ser consultado en Shu et al. (2006).

106

Figura 3.39. Evolución de la deformación

Figura 3.40. Evolución de la

permanente vertical vs. asfaltita para

deformación con el número de pulsos

mezclas modificadas empleando CA 80-

de carga para una mezcla modificada

100.

con un desecho de PVC.

3.1.5 Ecuaciones para la predicción de la deformación permanente

La ecuación generalizada para la determinación de la vida por ahuellamiento en mezclas asfálticas es la siguiente (Schukla y Das, 2008):

1 N f  k1   z 

k2

(3.1)

Nf es el número de ciclos de carga para que la mezcla falle por ahuellamiento, z es la deformación vertical que experimenta la mezcla y k1, k2 son parámetros obtenidos por regresión. Algunos coeficientes k1, k2 propuestos en la literatura de referencia se presentan en la tabla 3.4 (Schukla y Das, 2008).

Tabla 3.4. Coeficientes de la ecuación (3.1) propuestos por diversos investigadores. Investigador o Institución Shell (1972) Brown et al. (1982) Carmichael y Hudson (1977) Thompson (1987) Claros y Hudson (1992) Das y Pandey (1999) 107

k1 55.55 2.1x104 1.57x10-22 5x10-6 1.37x10-9 2.56x10-8

k2 4.0 3.57 4.48 3.0 4.48 4.53

Otras ecuaciones que pueden ser consultadas en la literatura de referencia se presentan a continuación. ▪ Modelo semi-logarítmico de Barksdale (1972):

 p  a  b log N

(3.2)

 p es la deformación axial, N es el número de ciclos de carga y a-b son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Lai y Anderson (1973), Perl et al. (1983) con base en ensayos uniaxiales de creep proponen la siguiente ecuación:

 vp  a1  a2 2 t b

(3.3)

 vp es la deformación viscoplástica axial, t es el tiempo de carga,  es el esfuerzo de creep, a1, a2 y b son parámetros obtenidos por regresión. ▪ McLean y Monismith (1974): proponen la siguiente ecuación denominada “modelo polinomico de tercer orden”: log D  a  b log N  clog N   d log N  2

3

(3.4)

D es el desplazamiento, N es el número de ciclos de carga y a-d son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Van de Loo (1976) con base en ensayos triaxiales de creep propuso la siguiente ecuación:

 p  cN a

(3.5)

 p es la deformación permanente axial,  es el esfuerzo axial, N es el número de ciclos de carga y a, c son parámetros obtenidos por regresión. 108

▪ Célard (1977) con base en ensayos dinámicos de creep propone la siguiente ecuación:



ln   A  B ln  vm  C H  DT

(3.6)



 es la tasa de deformación permanente, vm es el esfuerzo vertical en compresión,

H es el esfuerzo horizontal en compresión, T es la temperatura y A-D son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Verstraeten et al. (1977) con base en ensayos triaxiales dinámicos proponen la siguiente ecuación: C  1   3   t   p  A 3   B  10   t  E * 3   10  B

C

(3.7)

Vb Vb  Vv

(3.8)

 p es la deformación permanente en un tiempo t en segundos, A es un coeficiente que depende de la composición volumétrica de la mezcla y caracteriza la susceptibilidad de la mezcla al ahuellamiento, B es un coeficiente que varía entre 0.14 a 0.37, Vb es el volumen de asfalto, Vv es el volumen de vacíos en la mezcla,

E * es el módulo de la mezcla, 1 es el esfuerzo vertical y 3 es el esfuerzo lateral aplicado al material. ▪ Kenis (1977), Veverka (1979), Uzan (1982) proponen la siguiente ecuación denominada “VESYS Model” y suponen que existe una correlación de proporcionalidad entre las deformaciones resilientes y las permanentes:

 p  N 

(3.9)

109

µ es una constante de proporcionalidad entre la deformación permanente y la resiliente,  es la deformación permanente para los primeros 200 ciclos de carga y  es un parámetro que tiene en cuenta la disminución de la tasa de deformación con N. Salama et al. (2008), con base en un estudio realizando sobre 109 secciones de pavimento y realizando 724 mediciones de deformación permanente, presentan una ecuación modificada de este modelo para simular el comportamiento que experimentan las distintas capas de la estructura de pavimento. ▪ Kirwan et al. (1977) desarrollaron la siguiente ecuación con base en ensayos de creep bajo carga dinámica uniaxial:

  a b

(3.10)

  es la deformación obtenidas después de N ciclos de carga,  es el esfuerzo axial aplicado y a-b son parámetros de regresión. ▪ Shell (1978) reportan la siguiente ecuación:

h  H  Cm  Z 



(3.11)

E

h es el desplazamiento vertical, H es el espesor de la capa asfáltica, Cm es un factor de corrección que tiene en cuenta la diferencia entre lo medido en el laboratorio e in situ y su magnitud se encuentra entre 1 a 2 dependiendo del tipo de mezcla, Z es un factor de distribución de esfuerzo,  es la presión de contacto de la llanta con el pavimento y E es la rigidez de la mezcla. Una de las principales limitaciones de la ecuación (3.11) es que supone que existe una relación lineal entre el esfuerzo y las deformaciones permanentes. Por lo anterior esta ecuación fue modificada de la siguiente forma:

Z   h  H    lab 

1.61

 vp t 

(3.12)



110

lab es el esfuerzo reportado en un ensayo de creep y vp es la deformación viscoplástica reportada en el mismo ensayo la cual es función del tiempo t. ▪ Brown y Bell (1979) con base en ensayos de carga ciclica axial desarrollaron la siguiente ecuación:

q a

b

p    N

(3.13)



p es la deformación permanente de corte, q es el esfuerzo desviador, N es el número de ciclos de carga y a-b son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Majidzadeh et al. (1980) proponen la siguiente ecuación denominada “Ohio State Model”:

 p  aN 1m

(3.14)

Una ecuación similar es recomendada por Zhou y Scullion (2002) con base en un estudio realizado sobre 49 ensayos a escala real. Ellos mencionan que el exponente 1-m es función de la temperatura. Khedr (1986) sugirió la utilización de esta ecuación con base en los resultados obtenidos de ensayos dinámicos con múltiples pasos de carga. ▪ Verstraeten et al. (1982): proponen la siguiente ecuación:

p  H

 V   H   E*

N  1000 f 

  

B

(3.15)

 V, H son los esfuerzos vertical y horizontal, E* es el módulo de la mezcla, f es la frecuencia de carga (20 Hz sugerido), B es un parámetro que depende de la composición volumétrica de la mezcla (0.25 sugerido), H es un coeficiente que depende del contenido de asfalto (115 sugerido).

111

▪ Eisenmann y Hilmer (1987) con base en ensayos realizados en un test track desarrollaron la siguiente ecuación: y  a  bN 0.5

(3.16)

y es la profundidad del desplazamiento que experimenta la mezcla asfáltica, N es el número de ciclos de carga y a, b son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Mahboub y Little (1988) con base en ensayos uniaxiales de creep generaron una ecuación similar a la (3.5) propuesta por Van de Loo (1976):

p N

 a b

(3.17)

 p/N es la deformación permanente acumulada por ciclos de carga N,  es el esfuerzo cíclico, y a, b son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Tseng y Lytton (1989) proponen la siguiente ecuación: 

    N

1 p  o exp  

(3.18)

 1p es la deformación vertical permanente, o,  y  son parámetros obtenidos por medio de regresión. ▪ Witczak (2001) reporta la siguiente ecuación para ser recomendada para el método diseño de la AASHTO:

p  Ta log   log  c log N b  r 

(3.19)

 r es la deformación resiliente, N es el número de ciclos de carga, T es la temperatura y a-c son parámetros obtenidos por regresión. Schwartz y Carvalho (2008) mencionan que la mayor parte de los modelos mecánico-empíricos para 112

evaluar ahuellamiento relacionan las deformaciones permanentes con las resilientes y que éste tipo de ecuaciones necesitan factores de corrección que tengan en cuenta el efecto del espesor del pavimento. ▪ Deacon et al. (2002) y Monismith et al. (2006) reportan la siguiente ecuación denominada “Westrack Model”:

 p  a exp b  r N c

(3.20)

 p

r es la deformación de corte

resiliente,  es el esfuerzo de corte, N es el número de ciclos de carga y a-c son parámetros obtenidos por regresión. ▪ NCHRP (2004):

 p  10a N bT c

(3.21)

N es el número de ciclos de carga, T es la temperatura del ensayo y a-c son parámetros obtenidos por regresión. Price et al. (2007) utilizaron esta ecuación para simular los resultados obtenidos de ensayar en equipos triaxiales, 16 mezclas asfálticas. ▪ Tarefder y Zaman (2004) diseñaron una herramienta computacional con base en el concepto de redes neuronales para evaluar ahuellamiento en mezclas asfálticas. ▪ Salama et al. (2006) utilizaron la siguiente ecuación para simular el ahuellamiento que experimentó una vía construida entre Ohio y Michigan (USA): D  k1  k2C13  k3 B  C   k4t

(3.22)

D es el desplazamiento vertical, C13, B y C son el número de vehículos por día clase 13, camiones clase 8-12 y camiones clase 4-7 de acuerdo a la FHwA (Federal

113

Highway Administration) respectivamente, t es el tiempo de servicio en meses y ki son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Seo et al. (2007) proponen la siguiente ecuación para el cálculo de la deformación permanente p:

 p   r k1 N k

2 ln

T k3 

exp k4T

k5  % AV 



(3.23)

 r es la deformación resiliente, N es el número de ciclos de carga, T es la temperatura, %AV es el porcentaje de vacíos con aire en la mezcla y ki son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Su et al. (2008) con base en ensayos estáticos de penetración uniaxial proponen la siguiente ecuación:

c  D  10a Ti b  N  V  i n

  d i    oi 

e

(3.24)

D es el desplazamiento, T es la temperatura, V es la velocidad de la carga, N es el número de ciclos aplicados,  es el esfuerzo de corte y a-e son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Gao et al. (2009) con base en ensayos de triaxiales sobre cuatro mezclas asfálticas de China, proponen la siguiente ecuación para predecir deformación permanente (p):

 p  10a N b P cT d

(3.25)

N es el número de ciclos de carga, P es el esfuerzo cíclico aplicado a las mezclas, T es la temperatura del ensayo y a-d son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Quang et al. (2009) con base en el concepto de disipación de energía proponen la siguiente ecuación para predecir deformación permanente (p): 114

n

 ia tib

i

c

p  

(3.26)

  es el esfuerzo aplicado, t es el tiempo de aplicación de carga y a-c son parámetros obtenidos por regresión. ▪ Zhang et al. (2009) proponen la siguiente ecuación: D  a  b ln DCR  c ln DBI  d ln DBA

(3.27)

D, DCR, DBI, DBA son el desplazamiento total, medido en la capa de rodadura, en la base intermedia y en la base asfáltica respectivamente, a-d son parámetros obtenidos por regresión.

Ecuaciones constitutivas que intentan predecir el fenómeno de ahuellamiento en mezclas asfálticas y algunas simulaciones en programas de elementos finitos pueden ser consultadas en Perl et al. (1983), Abdulshafi y Majidzadeh (1984), Brunton y d’Almeida (1992), Drescher et al. (1993), Tan et al. (1994), Rowe et al. (1995), Ramsamooj et al. (1998), Archilla y Madanat (2001), Shen y Kirkner (2001), Chen et al. (2004), Szydlo y Macklewicz (2005), Dunhill et al. (2006), Al-Qadi et al. (2009), Limin et al. (2009), Pei y Chang (2009).

3.2.

FATIGA EN MEZCLAS ASFÁLTICAS

3.2.1 Generalidades

Los principales mecanismos de degradación que se intentan controlar en las metodologías empíricas y mecanicistas de diseño de pavimentos son la fatiga y el exceso de deformación permanente en la dirección vertical (ahuellamiento) (p.e., Shell, 1978; TAI, 1982; AUSTROADS, 1992; AASHTO, 1993; TRL, 1993; MEPDG, 2003; Schukla y Das, 2008). El fenómeno de fatiga es uno de los principales mecanismos de daño de mezclas asfálticas en servicio (Hsu y Tseng, 1996; Martono et al., 2007; Masad et al., 2008; Tarefder et al. 2008; Xiao et al., 2009), ocurre en las capas ligadas del 115

pavimento, y para el caso de estructuras flexibles, se presenta cuando se generan valores elevados de deformación a tracción en la zona inferior de la capa asfáltica producto de las cargas impuestas por el parque automotor (cargas repetidas). El paso continuo de vehículos hace que la capa asfáltica flexione, generando esfuerzos de tensión en el extremo inferior de la misma. Esta repetición de carga hace que la mezcla asfáltica pierda rigidez y origina la aparición de deformaciones plásticas a tracción que a su vez conducen a la formación de microfisuras. Ante la continuidad de las repeticiones de carga y la disminución de la rigidez se produce la coalescencia de las microfisuras que lleva a la formación de una fisura visible (macrofisura) a nivel de la rasante. Una vez aparezca superficialmente la grieta la vida del pavimento disminuye de manera exponencial por que penetra más fácilmente el agua y el aire.

Otra forma de ocurrencia del fenómeno de agrietamiento por carga ocurre cuando se generan esfuerzos y deformaciones de tensión muy altos en las zonas adyacentes o vecinas a las llantas de los vehículos cuando éstos circulan sobre la capa asfáltica. Estas deformaciones de tensión generan grietas que se propagan de “arriba hacia abajo” en la capa asfáltica y a este fenómeno la literatura de referencia lo denomina como “top-down cracking (TDC)”. Este fenómeno de agrietamiento tipo TDC también se genera por efecto de endurecimiento del ligante asfáltico cuando las mezclas asfálticas envejecen por efectos del medio ambiente, y por dos fenómenos térmicos: agrietamiento por bajas temperaturas y fatiga térmica. En el agrietamiento por baja temperatura el esfuerzo interno que se induce genera fisuración cuando dicho esfuerzo es superior a la resistencia de la mezcla. Para el caso de la fatiga térmica, son los gradientes de temperatura los que generan cambios en los esfuerzos internos (los cuales son cíclicos, se repiten en el tiempo), y si dichos esfuerzos son mayores a la resistencia de la mezcla, éstos generan el agrietamiento. La grieta que se forma por ambos fenómenos se observa por lo general en el sentido transversal a la dirección de los vehículos. El primero de estos fenómenos ocurre por lo general con temperaturas inferiores a -7°C, mientras que la fatiga térmica tiende a ocurrir entre -7° y 21°C (Vinson et al., 1989). Este tipo de fatiga ocurre principalmente en materiales con comportamiento viscoso cuyas propiedades mecánicas y reológicas dependen de la temperatura y la velocidad de carga. Estudios realizados para evaluar estos fenómenos pueden ser consultados en Sebaaly et al. (2002), Shenoy (2002), Baladi et al. (2003), Emery (2006), Harmelink et al. (2008), Chunchua (2009), Hesp et al. (2009) y Kim et al. (2009). 116

Si el fenómeno de fatiga es debido a cargas que generan flexión de la capa asfáltica, las macrofisuras se originan en el extremo inferior de la capa asfáltica (zona donde el esfuerzo de tensión es mayor) y se propagan de manera ascendente hacia la superficie del pavimento en donde se reflejan como fisuras paralelas direccionadas en el sentido longitudinal de la vía, las cuales ante la repetición de las cargas de tránsito se propagan formando piezas angulares que desarrollan un aspecto parecido a la piel de cocodrilo (ver figura 3.41). Si este fenómeno ocurre por temperatura el efecto de propagación de fisuras ocurre de manera contraria, las microfisuras se generan por lo general transversalmente a la vía desde la rasante y se extiende hacia la fibra inferior de la capa asfáltica (Hiltunen y Roque, 1994). Con el fin de evitar agrietamiento por carga, Epps y Monismith (1969), Monismith y McLean (1972) y Monismith et al. (2004) han sugerido como límites de deformación a tracción en la capa asfáltica y compresión en la sbrasante, 70 S y 200 S respectivamente. De acuerdo con Khattak y Baladi (2001) y Kim et al. (2003a), un material perfectamente elástico nunca fallará for fatiga por carga.

Figura 3.41. Agrietamiento tipo piel de cocodrilo.

Según Rodríguez (2000) y Di Benedetto et al. (2004), usualmente se reconocen dos fases de daño durante el fenómeno de agrietamiento por fatiga. La primera fase, denominada fase de iniciación, corresponde a la aparición y propagación de una red de micro-fisuras, las cuales se extienden de manera uniforme en la mezcla asfáltica generando disminución de la rigidez de la misma. Durante la segunda fase, llamada fase de propagación, se presenta la unión de las micro-fisuras y por lo tanto la aparición de fisuras de mayor tamaño (macro–crack) que se propagan dentro del material. La aparición y la velocidad de avance de cada una de las fases de daño dependen principalmente de la rigidez de la mezcla asfáltica. En una mezcla asfáltica muy rígida 117

la aparición de la primera fase de daño es tardía, pero una vez ésta ha iniciado, la aparición y el avance de la segunda fase de daño ocurren rápidamente. En una mezcla de baja rigidez ocurre el caso contrario, pues aunque la primera fase del daño por fatiga inicia rápidamente, la aparición y el avance de la segunda fase ocurren de manera muy lenta.

En Colombia son escasas las investigaciones que se han realizado sobre el fenómeno de fatiga en mezclas asfálticas debido principalmente a la falta de equipos apropiados para llevar a cabo mediciones en campo y en laboratorio, y al escaso presupuesto destinado para actividades de investigación. Esta situación explica la falta de conocimiento sobre el tema y la inexistencia de un modelo propio que caracterice el comportamiento a la fatiga a partir de las propiedades (mecánicas, químicas, reológicas y físicas) de los materiales, las condiciones del medio ambiente y el comportamiento del tráfico. En general, los ensayos de fatiga de mezclas asfálticas consisten en someter una muestra, de geometría específica, a solicitaciones repetitivas e idénticas para determinar el número de ciclos de carga que puede soportar (Di Benedetto y De la Roche, 2005). Este número de ciclos de carga soportados antes de la falla, se denomina vida a la fatiga. De acuerdo con Di Benedetto y De la Roche (2005), Epps y Monismith (1972), Rao Tangella et al. (1990) y Di Benedetto et al. (2004), la respuesta a la fatiga de mezclas asfálticas se ve afectada principalmente por:  Métodos de compactación de la muestra.  Modo de carga y el tipo de ensayo aplicado.  Parámetros de diseño de la mezcla.  Variables asociadas al medio ambiente.

De acuerdo con Rao Tangella et al., (1990), los métodos de ensayo que se emplean para medir el comportamiento a la fatiga del concreto asfáltico pueden agruparse en las siguientes categorías:  Ensayos de flexión simple.  Ensayos de flexión con apoyos.  Ensayos axiales directos.  Ensayos diametrales. 118

 Ensayos triaxiales.  Ensayos de pistas.

Algunos ejemplos de estos tipos de ensayos se describen brevemente a continuación.

3.2.2 ENSAYOS

3.2.2.1 Ensayos de flexión simple

En este tipo de ensayos, la muestra se flexiona de forma repetitiva intentando representar la reproducción de las fuerzas de flexión causada por el paso continuo de vehículos sobre la estructura de pavimento (Khalid, 2000). Son ensayos uni-axiales que solo aplican esfuerzos en una dirección. Estos ensayos no representan las condiciones de las mezclas asfálticas in situ, pues en realidad un sistema de pavimento presenta un estado de esfuerzo triaxial en donde se desarrollan esfuerzos normales y cortantes (AlQadi y Nassar, 2003). Algunos de estos ensayos se pueden dividir en: ▪ Ensayo de flexión de la viga cargada en el punto central o ensayo de flexión en tres puntos. ▪ Ensayo de flexión en cuatro puntos. ▪ Ensayo de flexión en dos puntos o ensayo de la viga trapezoidal en voladizo. ▪ Ensayo de la viga rotatoria en voladizo.

Ejemplos de este tipo de ensayos se presentan en las figuras 3.42-3.44.

119

Figura 3.42. Aparato de flexión en cuatro puntos (Jenkins, 2008).

Figura 3.43. Esquema del ensayo de flexión en cuatro puntos (Jenkins, 2008). b

h B

Figura 3.44. Equipo de ensayo de probeta trapezoidal (LCPC ,2007a). 120

e

Una descripción más detallada de los equipos y procedimientos de ensayo puede ser consultado en Jiménez y Gallaway (1962), Pell (1965), Majidzadeh et al. (1971), Barksdale y Miller (1977) y Rao Tangella et al. (1990).

3.2.2.2. Ensayo diametral

Este ensayo fue desarrollado y ha sido usado en los Estados Unidos desde los inicios de la década de los setenta. La versión inglesa del ensayo de fatiga diametral es conocida como el ensayo de fatiga de tensión indirecta (ITFT, por sus siglas en inglés) y puede realizarse en el NAT (Nottingham Asphalt Tester) (ver figuras 3.45-3.46) (Khalid, 2000). El ensayo diametral de fatiga o ensayo de tensión indirecta, simula un estado de esfuerzos biaxial que, comparado con los ensayos uniaxiales, representa mejor las condiciones de campo (Al-Qadi y Nassar, 2003). En este ensayo, la muestra cilíndrica es cargada repetitivamente con una carga compresiva que actúa en dirección vertical y de forma paralela a la sección transversal (ver figura 3.46). Esta configuración de carga lleva a la aparición de esfuerzos de tensión que actúan de forma perpendicular a la carga aplicada (Hartman et al., 2001).

Figura 3.45. Equipo NAT.

Si bien este ensayo representa mejor las condiciones de campo y el centro de la muestra presenta un estado de esfuerzo biaxial, es imposible variar la relación ζc = 3ζt, existente entre la componente vertical y la componente horizontal del esfuerzo (ver figura 3.47). 121

Por lo anterior no es posible la representación del estado de esfuerzos in situ por medio de este ensayo (Rao Tangella et al., 1990).

Figura 3.46. Configuración de carga y falla en el ensayo diametral (Kennedy, 1977).

Figura 3.47. Estado de esfuerzo biaxial en el ensayo diametral (Kennedy, 1977).

Sousa et al., (1991), identificó las tres formas principales de falla que pueden ocurrir en un ensayo de tensión indirecta: ▪ Inicio de la falla en el centro o muy cerca del centro de la muestra, que resulta en una división completa de la muestra cilíndrica. ▪ La falla inicia en la parte superior de la muestra, propagándose de manera descendente en forma de V. ▪ La falla real no ocurre, pero la muestra termina deformada plásticamente.

La figura 3.48 presenta nueve ejemplos de falla por fatiga sobre muestras asfálticas sometidas a ensayos del tipo diametral reportados por Hartman et al. (2001). La acumulación de deformación permanente es la mayor desventaja de los ensayos a tensión indirecta, pues ésta tiende a esconder el daño por fatiga, particularmente a altas temperaturas, cuando la mezcla presenta un comportamiento no lineal y viscoelástico más evidente. Aún así, los ensayos de tensión indirecta ofrecen medidas, que aunque 122

relativas, tienen un valor más importante que otros parámetros de uso común como son la estabilidad Marshall (Thom, 2006).

Figura 3.48. Formas de falla de las muestras ITFT (Hartman et al., 2001). a) falla ideal, b) fisura sencilla, c) doble fisura, d) doble división, e) fisura múltiple, f) falla con aplastamiento localizado, g) Falla combinada: aplastamiento y fisura múltiple, h) falla combinada: aplastamiento y fisura múltiple, i) falla y deformación total.

3.2.2.3. Ensayo cíclico torsional

El ensayo cíclico torsional es también conocido como DMA (por sus siglas en inglés). El término DMA es usado para referirse al equipo empleado en la realización del ensayo y también para referirse a las muestras ensayadas. Este equipo es usado para evaluar propiedades reológicas y de fatiga de asfaltos y mezclas de asfalto-filler. Adicionalmente es una herramienta que sirve para caracterizar estos materiales bajo diferentes condiciones de carga (frecuencia, temperatura, modo de carga, etc.) y del material (seco, húmedo).

El equipo que ensaya la muestra DMA es el reómetro. En la figura 3.49 se presenta un reómetro CVOR-200-050 de Bohlin Instruments. Una descripción más detallada de este 123

reómetro se presenta en Masad et al. (2008). Este equipo es capaz de aplicar un par (momento) desde 0.1 µN-m hasta 200 mN-m., una frecuencia entre 10-6 Hz a 150 Hz y puede controlar la temperatura desde -150 ºC hasta 550 ºC.

Los ensayos pueden

realizarse tanto a esfuerzo controlado como a deformación controlada. Durante los ensayos la muestra DMA es sometida a carga de torsión senosoidal. La carga torsional, según Reese (1997), produce una mejor simulación del daño debido al tráfico, comparada con la carga a flexión. Tanto los ensayos a esfuerzo controlado como a deformación controlada son realizados en dos diferentes etapas. Ésta metodología de ensayo fue utilizada por Kim et al. (2003a) para tratar de determinar la influencia de los periodos de receso en la caracterización de la vida a la fatiga de materiales asfálticos.

El ensayo cíclico torsional ha sido empleado principalmente sobre mezclas asfálticas de gradación fina, masillas asfálticas (ligante y llenante mineral más pequeño de 75 µm) y ligantes asfálticos (Goodrich, 1998 y 1991 y Smith y Hesp, 2000). Las muestras DMA pueden ser fabricadas individualmente utilizando un molde de 50 mm de altura y 12 mm de diámetro, y empleando una vara de apisonar para compactar la mezcla. El compactador giratorio Superpave (SGC, Superpave gyratory compactor) es utilizado para compactar la mezcla y preparar muestras cilíndricas con 152 mm de diámetro y 90 mm de altura. Las muestras DMA son núcleos extraídos de la parte superior e inferior de la muestra SGC. 32 muestras DMA (de 50 mm de altura y 12 mm de diámetro) se pueden extraer a partir de una muestra SGC utilizando una maquina especial de extracción de núcleos fabricada para este propósito. La figura 3.50 muestra un espécimen luego de haber hecho la extracción de núcleos de la muestra DMA (Kim y Little, 2004; Zollinger, 2005).

Figura 3.49. Equipo DMA. Masad et al. (2008). 124

Figura 3.50. Muestra SGC después de que las muestras DMA han sido extraídas (Masad et al., 2008). 3.2.2.4. Ensayos de pista en laboratorio

Para simular mejor los efectos del paso de las llantas sobre el pavimento y entender mejor el modelo de iniciación y propagación de las fisuras, Van Dijk (1975), inventó un equipo de ensayo en el que una rueda con neumático se desplaza hacia adelante y hacia atrás sobre una losa de concreto asfáltico que es apoyada sobre un tapete de caucho. La rueda tiene un diámetro de 25 cm y su recorrido es de 60 cm de longitud con un ancho que varía entre 5 y 7 cm. El área de contacto del neumático y la placa puede variar con el cambio de la carga y/o de la presión de inflado (ver figura 3.51). En general, la ventaja de la aplicación de este equipo de ensayo es que simula mejor las condiciones de campo en comparación con los ensayos mencionados con anterioridad y permite el seguimiento del inicio y la propagación de la falla (agrietamiento).

Otro ejemplo de este tipo de ensayos es reportado por Choi et al. (2005) quienes utilizaron una viga con restricciones en los lados y en los extremos la cual fue puesta sobre un soporte continuo para luego ser sometida al efecto de una llanta movible (figura 3.52).

125

Figura 3.51. Representación esquemática de la máquina de ensayo de pista en laboratorio (Van Dijk, 1975).

Figura 3.52. Ensayo de pista a baja escala (Choi et al., 2005).

3.2.2.5. Ensayos a escala natural

Los ensayos a escala natural ofrecen una buena representación de las condiciones de campo, pues el método asegura la simulación del sistema de pavimento y de las cargas que en realidad tendrán que ser soportadas por la estructura, junto con el movimiento lateral de los vehículos y el uso de las velocidades reales de aplicación de carga. Su aplicación, requiere del diseño y construcción de pistas que pueden ser longitudinales o circulares. En estas últimas la velocidad de la llanta cargada está limitada debido a la fuerza centrifuga (Rao Tangella et al., 1990). Algunos ejemplos fueron descritos en el capítulo 1.2.2 del presente documento. 126

En general, las pistas están divididas en secciones, cada una con una estructura diferente de pavimento, y las cargas son aplicadas por varios sets de neumáticos dobles de camión. Un ejemplo de este tipo de ensayos se realizan sobre estructuras denominadas carruseles de fatiga. Uno de estos carruseles ubicado en el centro de ensayos del Laboratorio Central de Caminos y Puentes (LCPC por sus siglas en francés) en Nantes, ha sido utilizado desde 1984 y cuenta con las pistas circulares de ensayo más grandes en operación (ver figura 3.53). Es un simulador acelerado de tráfico pesado, pues permite representar en menos de una semana el tráfico de camiones que durante un año soporta un pavimento diseñado para las condiciones más rigurosas (altos niveles de carga y volumen de vehículos). El carrusel cuenta con una torre central de la que se desprenden cuatro brazos que son trasladados de una pista a otra para la realización de los ensayos (ver figura 3.54). En los extremos de los brazos pueden instalarse llantas sencillas o dobles, dispuestas en un eje simple, tándem o trídem. Su sistema electro-hidráulico de 1000 caballos de fuerza, asegura que la velocidad de movimiento de las llantas pueda alcanzar los 100 km/h. Las cargas van desde 45 kN para una llanta sencilla, hasta 135 kN para un eje tridem con llantas sencillas o un eje tándem con llantas dobles (ver figuras 3.54-3.55). Cada una de las tres pistas de ensayo tiene un radio promedio de 19.5 m, 122,5 m de longitud y 6 m de ancho. Es posible colocar las cargas a diferentes radios de rotación, dependiendo de la longitud del brazo. Este ensayo a escala natural no solo es utilizado para evaluar el comportamiento de una estructura de pavimento próxima a construirse, también sobre él se realiza investigación tendiente a buscar nuevas técnicas para el mantenimiento y la rehabilitación de carreteras.

Figura 3.53. Carrusel de fatiga (LCPC, 2007b)

127

Figura 3.54. Simulación de un eje tridem con llantas sencillas en el carrusel de fatiga (LCPC, 2007b).

Figura 3.55. Simulación de ejes sencillos con llantas dobles en el carrusel de fatiga (LCPC, 2007b).

Una de las ventajas de la aplicación de este tipo de ensayos, es la posibilidad de examinar el comportamiento de las diferentes estructuras de pavimento frente al fenómeno de fatiga, además de la oportunidad de estudiar otras formas de daño, diferentes a la fatiga, como por ejemplo el ahuellamiento. Por otra parte, es necesaria la implementación de ensayos de laboratorio, paralelos y suplementarios, pues los ensayos de pista no miden directamente las propiedades fundamentales de la mezcla, como el módulo de rigidez. Además, los costos de inversión inicial, de operación y mantenimiento anual son muy altos.

El carrusel de fatiga puede emplearse entre otras cosas para: ▪ Estudiar el diseño de la estructura de pavimento.

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▪ Estudiar el efecto de las diferentes cargas aplicadas (llantas sencillas o dobles, dispuestas en un eje simple, tándem o trídem). ▪ Evaluar y caracterizar el comportamiento a la deformación permanente de estructuras de pavimento flexible. ▪ Verificar los métodos constructivos y las especificaciones de los equipos de construcción. ▪ Experimentar, evaluar e implementar nuevos materiales para pavimentos. ▪ Verificar el comportamiento de la estructura del pavimento.

3.2.2.6. Dispersión de los resultados de los ensayos

Los ensayos de fatiga presentan resultados muy dispersos, es decir, que al repetir muchas veces el ensayo sobre probetas idénticas, se obtienen vidas a la fatiga diferentes. Antes de la década de los 80 la dispersión de los ensayos de fatiga realizados sobre materiales asfálticos era mucho más alta, pues la repetición del ensayo sobre el mismo tipo de probeta, señalaba una relación de 1 a 30 entre la vida a la fatiga más larga y la más corta. Debido al mejoramiento de los controles experimentales y de los dispositivos de medición, actualmente esta relación es de 1 a 10 aproximadamente. Según Di Benedetto y De la Roche, (2005) esta relación es de 1 a 50 para concretos asfálticos, y puede llegar a ser 1 a 1000 para materiales ligados hidráulicamente. El modo de carga también influye sobre la dispersión de los resultados, pues, de acuerdo con varios autores, los ensayos bajo deformación controlada presentan resultados más dispersos que los ensayos realizados bajo esfuerzo controlado (Di Benedetto y De la Roche, 2005).

Kalyoncuogl (2005), utilizó la tomografía para explicar el por qué de la dispersión de los resultados y la existencia de diferentes vidas a la fatiga. Esta investigación reportó que aunque las muestras tengan el mismo tipo y contenido de ligante, igual contenido de vacíos de aire y la misma gradación, no pueden presentar la misma vida a la fatiga porque es muy difícil lograr que todas las muestras tengan exactamente la misma distribución de agregados. 129

3.2.3 Factores que afectan la resistencia a fatiga

De acuerdo con Epps y Monismith (1972), Rao Tangella et al. (1990), Di Benedetto et al. (2004) y Di Benedetto y De la Roche (2005), la respuesta a la fatiga de mezclas asfálticas se ve afectada principalmente por:  Los métodos de compactación de la muestra.  Las variables de carga.  Los parámetros de diseño de la mezcla.  Las variables del medio ambiente.  El tipo de ensayo aplicado.

3.2.3.1. Métodos de compactación de la muestra

Los métodos de compactación de laboratorio incluyen: la compactación estática, la compactación por impacto o compactación Marshall, la compactación vibratoria, la compactación por amasado, la compactación giratoria y la compactación con ruedas o rodillos (que puede hacerse tanto a pequeña escala como a escala natural). La aplicación de uno u otro método de compactación, producen muestras con características diferentes: variación en la orientación y la distribución de agregados y en las distribuciones y las formas de los vacíos (Rao Tangella et al., 1990; Hartman et al., 2001).

Compactación estática. La técnica de compactación estática consiste en poner la mezcla en un molde de la forma requerida para luego aplicar una fuerza de compresión. Durante la compactación estática se aplican presiones muy altas para alcanzar la densidad requerida. Esto provoca el aplastamiento de los agregados y la extracción de la película de ligante que está entre las partículas, causando que la microestructura de la mezcla compactada sea diferente a la del material in situ (Bonnot, 1997).

130

Compactación por impacto. En este método la mezcla, puesta en un molde, es compactada por aplicaciones repetitivas de impactos de carga usando un martillo de peso específico que cae desde una distancia establecida. El número de golpes es seleccionado para intentar reproducir la densidad de la mezcla asfáltica in situ. El método Marshall emplea este procedimiento. Este método de compactación es útil para fabricar muestras tanto en campo como en laboratorio. Su desventaja principal es que la gran cantidad de energía que se transfiere en el impacto puede causar la degradación o fractura de los agregados pétreos y/o la ruptura de la película de asfalto, haciendo que las partículas se sostengan directamente una sobre la otra. Esta situación hace que las propiedades estructurales de las mezclas de laboratorio difieran de las correspondientes a las mezclas asfálticas compactadas in situ, además causa la degradación del agregado pétreo e incluso la fractura de la muestra (Von Quintus et al., 1988; Button et al., 1994; Ulmgren, 1996). Otra desventaja, es que este método solo es adecuado para preparar muestras cilíndricas de pequeñas dimensiones.

Compactación por amasado. En este método, que fue desarrollado por la división de carreteras de California (California Division of Highways) y la Universidad de California, la compactación de la mezcla se logra a través de la aplicación repetitiva de carga que se hace con el empleo de un pisón considerablemente más pequeño que la muestra compactada. Durante la aplicación del pisón sobre un punto de la muestra, la carga del mismo, que va aumentando gradualmente, se mantiene por cierto intervalo de tiempo y luego hay un proceso de descarga. La siguiente aplicación del pisón debe hacerse sobre un punto diferente, es decir que el pisón solo se coloca una vez sobre la misma área. Este método de compactación permite que la orientación de las partículas y las deformaciones de las mezclas de laboratorio sean similares a las de las mezclas compactadas en campo. Además, la compactación por amasado produce muestras que son más resistentes a la deformación permanente (Von Quintus et al., 1988, Harvey y Monismith 1993 y Sousa et al., 1993). Este método es generalmente empleado para la preparación de vigas de mezcla asfáltica para ensayos de fatiga. El tamaño de los compactadores por amasado (kneading) puede variar desde pequeñas unidades manuales, hasta modelos mecánico – hidráulicos capaces de compactar vigas de hasta 30” de longitud y muestras cilíndricas de hasta 6” de diámetro y 12” de altura (Rao Tangella et al., 1990).

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Compactación giratoria. Bajo este método, la mezcla puesta en un molde de compactación cilíndrico es sometida a un movimiento giratorio, mientras que dos émbolos de acero ubicados de forma paralela, hacen presión sobre cada uno de los extremos de la muestra (ver figura 3.56). Es decir, esta técnica aplica simultáneamente una compresión estática y una fuerza de corte (Hartman et al., 2001). La desventaja de esta técnica es que no admite otras formas geométricas, pues su aplicación se limita a las muestras cilíndricas.

Figura 3.56. Esquema de la compactación giratoria (LCPC, 2007c).

Von Quintus et al. (1988), compararon varios parámetros de rigidez y deformación medidos en núcleos extraídos de un pavimento flexible recién construido con los medidos en muestras preparadas en el laboratorio. Ellos concluyen que la compactación giratoria es el método que mejor representa la compactación de la mezcla in situ. Von Quintus et al. (1988) estableció el siguiente orden de precisión de los métodos de compactación de acuerdo con su capacidad para representar de manera consistente las propiedades de los núcleos extraídos en campo: ▪ Compactación cortante giratoria. ▪ Compactación por amasado. ▪ Compactación por impacto (martillo Marshall).

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Frente a la compactación estática y la compactación por impacto, la compactación giratoria produce muestras con características más parecidas a las de las mezclas compactadas en campo. Sin embargo, y debido a fenómenos de segregación, estas muestras (compactación giratoria) no siempre son homogéneas. Los agregados de mayor tamaño se desplazan hacia los lados del molde de compactación cilíndrico, causando una gran cantidad de vacíos en los lados de la muestra (Harvey et al., 1994; Voskuilen et al., 1996).

Compactación con ruedas y rodillos. Van Dijk (1975), Bonnot (1986) y Von Quintus et al. (1988), señalaron que la utilización de ruedas y rodillos permite que la compactación de las mezclas de laboratorio sea similar a la compactación de las mezclas en campo. La ventaja de la aplicación de estas técnicas es que las mezclas de laboratorio adoptan propiedades semejantes (como la orientación de partículas y la densidad) a las de las mezclas compactadas en campo. Este método de compactación puede hacerse a gran escala o a pequeña escala. En general, en los ensayos a gran escala la mezcla asfáltica se extiende en un área de magnitud considerable, luego el paso del rodillo (rodillos similares a los empleados en la construcción de carreteras), aplica presiones de compactación similares a las presiones de compactación de campo. La principal desventaja de los ensayos realizados a gran escala es que son procedimientos costosos que requieren equipo especializado. Por otra parte, los ensayos a pequeña escala utilizan rodillos de acero o llantas neumáticas. El LCPC de Francia utiliza una pequeña pista para compactar una losa de mezcla asfáltica de 500 mm x 180 mm x 100 mm. Sobre la pista circulan ruedas que tienen neumáticos de goma (400 mm x 8 mm) inflados y cargados apropiadamente para simular las presiones de compactación propias de campo. Luego de la compactación, las muestras se cortan para obtener diferentes geometrías o se extraen núcleos si se requieren muestras cilíndricas.

De todos los métodos de compactación, la compactación con ruedas o rodillos es el método que logra la mayor similitud, entre las mezclas compactadas en laboratorio y las mezclas compactadas in situ, pues la orientación de las partículas y la distribución de vacíos con aire son similares. La utilización de este método, permite la obtención de mezclas más reales para ser utilizadas en ensayos de fatiga, en comparación a las mezclas fabricadas con el método giratorio o por amasado (Sousa et al., 1993).

133

3.2.3.2. Carga

Modo de carga. Los ensayos de laboratorio para caracterizar el comportamiento a la fatiga de las mezclas asfálticas pueden hacerse bajo dos modos de carga: esfuerzo controlado o deformación controlada (ver figura 3.57). En los ensayos bajo esfuerzo controlado, mientras el esfuerzo que se ejerce sobre la muestra se mantiene constante durante todo el ensayo, la deformación aumenta (Di Benedetto y De la Roche, 2005). En los ensayos bajo deformación controlada, mientras la deformación que experimenta la muestra es constante durante todo el ensayo, el esfuerzo disminuye. Con el aumento de las repeticiones de carga, la mezcla asfáltica se deteriora, es decir pierde rigidez, y por tanto se requiere menos carga y menos esfuerzo para producir la misma deformación (Epps y Monismith, 1972).

Para que los ensayos de laboratorio puedan simular de forma correcta lo que sucede en campo, es necesario conocer bajo qué modo de carga trabaja una mezcla asfáltica en servicio. Monismith (1966) establecieron una relación entre el espesor de la capa asfáltica y su modo de carga:  Las capas asfálticas de espesor menor o igual a 2 pulgadas son cargadas a deformación constante. Lo anterior es debido a que la deformación en tracción en la fibra inferior de la capa asfáltica se genera debido principalmente a la la rigidez o la respuesta resiliente de la capa que la subyace. Adicionalmente en este tipo de capas esta deformación no se efecta por la disminución de la rigidez de la mezcla asfáltica durante los ciclos de carga tal como sucede en las capas asfálticas gruesas.  Las capas asfálticas de espesor mayor a 6 pulgadas son cargadas a esfuerzo controlado. Lo anterior es debido a que en una capa asfáltica gruesa sometida a ciclos de carga y descarga, la rigidez de la mezcla asfáltica disminuye y por lo tanto la deformación incrementa como se observa en la 2.17a.  Las capas asfálticas de espesor mayor a 2 pulgadas pero menor a 6 pulgadas son cargadas en un modo intermedio.

134

Una afirmación similar a la anterior fue reportada por Baburamani (1999), Elseifi et al. (2003) y Huang (2004). Monismith y Deacon (1969), confirman que las capas de concreto asfáltico de espesor mayor a 6 pulgadas se comportan como si estuvieran trabajando bajo esfuerzo constante.

Figura 3.57. Representación esquemática el comportamiento a la fatiga de los materiales de pavimento asfáltico bajo varios modos de carga, Epps y Monismith (1972).

Existen diversas diferencias entre los dos modos de carga:  Por lo general, las mezclas ensayadas bajo deformación controlada, presentan una vida a la fatiga superior a las ensayadas bajo esfuerzo controlado (Epps y 135

Monismith, 1972; Baburamani, 1999; Di Benedetto et al., 2004; Di Benedetto y De la Roche, 2005). La vida a la fatiga determinada bajo deformación controlada, puede ser hasta 10 veces más larga que la determinada bajo esfuerzo controlado, aunque se imponga el mismo nivel de deformación inicial (Di Benedetto et al., 2004).  Como se mencionó con anterioridad, usualmente se reconocen dos fases durante el daño por fatiga: la primera fase, denominada fase de iniciación y una segunda fase, conocida como propagación. En ensayos a esfuerzo controlado, la fase de iniciación es seguida por un muy corto estado de propagación, pero en ensayos a deformación controlada, a la primera fase le sigue un estado de propagación comparativamente más largo. Esta puede ser una de la razones de la diferencia entre la vida a la fatiga definida a esfuerzo controlado y la que se determina bajo deformación controlada (Khalid, 2000 y Di Benedetto et al., 2004).  Independientemente del ensayo, existe un criterio de falla convencional que señala que la falla de la muestra ocurre cuando se ha perdido la mitad de la rigidez inicial (pérdida de la mitad del módulo de rigidez). Por tanto, en los ensayos a deformación controlada, se asume que la falla ocurre cuando el esfuerzo inicial se reduce a la mitad (Di Benedetto y De la Roche, 2005). Este criterio de falla ha sido criticado por  En los ensayos a esfuerzo controlado, usualmente se aplican dos criterios de falla. Primero, se puede asumir que la falla ocurre cuando la deformación inicial se duplica (Di Benedetto y De la Roche, 2005); segundo, se puede asumir que la falla ocurre con la rotura de la muestra. Es importante mencionar, que la vida a la fatiga definida por la perdida de la mitad de la rigidez es diferente a la vida a la fatiga definida por la falla total de la muestra. Frecuentemente, el criterio de falla es alcanzado mucho antes de la rotura de la probeta (Doan 1977).  El modo de carga también influye sobre la dispersión de los resultados, pues de acuerdo con diversos autores, los ensayos a deformación controlada presentan resultados más dispersos que los ensayos realizados a esfuerzo controlado (Epps y

136

Monismith, 1972, Rao Tangella et al., 1990, Di Benedetto et al., 2004 y Di Benedetto y De la Roche, 2005).

La tabla 3.5 resume las principales diferencias observadas entre los ensayos bajo esfuerzo controlado y deformación controlada.

Tabla 3.5. Comparación de los ensayos bajo esfuerzo controlado y deformación controlada (Epps y Monismith, 1972; Baburamani, 1999; Di Benedetto y De la Roche, 2005). Esfuerzo controlado

Deformación controlada

Evolución durante el ensayo

Aumento de la deformación

Disminución del esfuerzo

Criterio usual de falla

Rotura de la muestra

Perdida de la mitad de la rigidez inicial

Vida a la fatiga

Más corta

Más larga

Dispersión de los resultados Más baja

Más alta

Aumento de la temperatura Disminución de la vida

Aumento de la vida

Aumento del modulo de rigidez

Disminución de la vida

Aumento de la vida

Efecto del tiempo de receso Mayor efecto benéfico Duración de la propagación Corta de las macro-fisuras Más rápido de lo que Crecimiento del daño ocurre in situ

Menor efecto benéfico Larga Más representativo de lo que ocurre in situ

Efecto del tiempo de receso. Usualmente los ensayos de fatiga se ejecutan aplicando la carga de manera continua (ver figura 3.58). Sin embargo, los ensayos discontinuos o que presentan recesos en la aplicación de la carga representan mejor las solicitaciones de las mezclas asfálticas in situ.

Figura 3.58. Ensayo sin periodo de recuperación (Castro y Sánchez, 2006).

La importancia de los periodos de receso en la prolongación de la vida a la fatiga de concreto asfáltico ha sido ampliamente comprobada por diversos investigadores en las pasadas tres décadas (Raithby y Sterling 1970; Bonnaure et al. 1982; Whitmoyer y Kim 137

1994; Hsu y Tseng, 1996; Kim y Kim 1997; Baaj, 2002; Awanti et al., 2007). La recuperación resulta en un incremento parcial de la rigidez luego de que ésta ha disminuido, y la vida a la fatiga se prolonga. Múltiples estudios realizados por Kim (1988), Kim et al. (1994), y Bahia et al. (1999) han mostrado la recuperación de microfisuras durante los periodos de receso. En particular, Bahía et al. (1999) mostraron los efectos benéficos de los periodos de receso en la recuperación del daño por fatiga ejecutando ensayos con reómetro dinámico de corte (DSR, por sus siglas en inglés) sobre varios ligantes.

La curva ABD de la figura 3.59, ilustra la disminución del módulo de rigidez durante un ensayo de fatiga. De acuerdo con esta figura, la muestra es sometida a carga continua hasta el punto B, pues es en este punto donde se incluye el período de receso. Luego de este período de receso el valor del módulo incrementa (M) hasta llegar al punto C, lo que evidencia la existencia de un proceso de recuperación de la mezcla y más específicamente del módulo de rigidez. Para que el módulo de la mezcla vuelva a presentar el valor que tenía en el punto B, justo antes de detener la aplicación de carga, se necesita de un número de ciclos adicional (N), es decir, que debido al proceso de recuperación las mezclas que son ensayadas con períodos de receso, requieren mayor número de ciclos de carga para llegar a la falla por fatiga.

Figura 3.59. Efecto de un intervalo de receso sobre el módulo de rigidez (Castro y Sánchez, 2006).

En ensayos con periodos de receso, la máxima recuperación del módulo depende del número de secuencias que hayan sido aplicadas (Breysse et al., 2003, 2003a). El incremento de la temperatura durante el intervalo de receso, causa una considerable recuperación de la rigidez de la mezcla (Lee et al., 2000 y Baaj, 2002). 138

El fenómeno de recuperación todavía requiere estudio, pero es ampliamente aceptado que la capacidad de recuperación de la mezcla está estrechamente relacionada con las propiedades del ligante. Kim et al. (1991), han estudiado el proceso de recuperación sobre mezclas de arena-asfalto, encontrando que el grado de recuperación depende de la viscosidad del ligante. Bonnaure et al. (1983), señalan que la recuperación de la mezcla es mayor cuando el ligante asfáltico presenta menor consistencia (evaluada a través del ensayo estándar de penetración). Francken y Clauwaert (1987), indican que generalmente el efecto benéfico de los periodos de receso es mayor cuando el ligante asfáltico presenta mayor penetración y la mezcla tiene un alto contenido de ligante. Por su parte, De la Roche (1996), explica el proceso de recuperación considerando la tixotropía del ligante y confirma lo reportado por Verstraeten (1991): el ligante asfáltico es más tixotrópico a altas temperaturas que a bajas temperaturas, por tanto, el incremento de la temperatura durante los periodos de receso lleva a una mayor recuperación del módulo de la mezcla. A altas temperaturas (>15ºC), el proceso de recuperación se debe al cambio progresivo, de sol a gel, de la estructura del ligante y sí el tiempo de receso es suficiente, este cambio es casi completo. A medida que sucede este cambio, el asfalto une las microfisuras y esta unión causa la recuperación. A bajas temperaturas ( 107 el nivel 3. A continuación se describen brevemente los niveles de diseño: 176

 Nivel 1. Es el más simple y económico de utilizar y fue originalmente desarrollado para ser usado en situaciones donde la mezcla asfáltica conforme pavimentos para bajos volúmenes de tránsito (Cominsky, 1994). Este nivel utiliza para caracterizar las mezclas, el PG del cemento asfáltico, especificaciones para agregados pétreos y principios de diseño volumétrico de mezclas. Sin embargo es un nivel en el cual no se realizan ensayos para evaluar el comportamiento mecánico de las mezclas bajo carga cíclica. Lo anterior hace que en este nivel no sea fácil establecer la resistencia de la mezcla a los fenómenos de fatiga y ahuellamiento.

Para compactar y evaluar las propiedades volumétricas de la mezcla se utiliza el Compactador Giratorio Superpave (SGC por sus siglas en inglés) (ver figura 4.1). Este equipo compacta las muestras por amasado simulando de manera más realista las condiciones de compactación en campo. La muestra cilíndrica compactada presenta dimensiones aproximadas de 15 cm de diámetro y 11.5 cm de alto (ver figura 4.2). En este equipo se aplica simultáneamente sobre la mezcla una presión de confinamiento de 600 kPa y rotaciones o giros (el número de rotaciones o giros requeridos para el diseño se especifica en AASHTO TP4-93) a 30 revoluciones por minuto con un ángulo de inclinación de 1.25 grados, simulando el efecto producido por rodillos compactadores.

Figura 4.1. Compactador Giratorio Superpave (tomado de http://www.globalgilson.com/productdisplay.asp?group=GyratoryCompactor).

177

Figura 4.2. Muestra obtenida del Compactador Giratorio Superpave vs. Marshall (tomada de http://training.ce.washington.edu/wsdot/Modules/05_mix_design/055_body.htm).

El SGC incorpora un software que indica la altura del espécimen y el número de revoluciones, permitiendo determinar el grado de compactación de la briqueta a lo largo del proceso de compactación. El proceso estándar de compactación con el SGC es descrito en AASHTO T 312. Otros métodos de compactación similares desarrollados en el mundo pueden ser consultados en Garnica et al. (2003).

Para el SGC se establecen 3 diferentes números de giros los cuales dependen del nivel de tránsito y el porcentaje de vacios recomendados por el método SUPERPAVE (ver tablas 4.1-4.2):

1. Ninicial. Número de giros utilizado como una medida de la capacidad de compactación de la mezcla durante la construcción. El método SUPERPAVE especifica una máxima densidad relativa (mínimo contenido de vacíos con aire) para Ninicial. 2. Ndiseño. Número teórico de giros necesarios para producir una muestra con la misma densidad que la esperada en el campo después de una cantidad indicada de tráfico. Una mezcla con 4% de vacíos con aire es usualmente la considerada como optima en el diseño para estimar Ndiseño. 3. Nmax. Número de giros requeridos para producir una densidad en laboratorio que nunca debe ser excedida en campo. El contenido de aire de la mezcla para Nmax nunca debe estar por debajo de 2%. Para tal fin el método SUPERPAVE 178

especifica una máxima densidad relativa (mínimo contenido de vacíos con aire) para Nmax. Tabla 4.1. Número de giros en el SGC. ESALs de diseño (en millones) < 0.3 0.3 a < 3 3 a < 30 ≥ 30

Parámetros de compactación Ninicial Ndiseño Nmax 6 50 75 7 75 115 8 100 160 9 125 205

Tabla 4.2. Requerimientos volumétricos SUPERPAVE. ESALs de diseño (en millones)